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Sección 10 - Fundaciones (SI) ESPECIFICACIONES COMENTARIO

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10.1 CAMPO DE APLICACIÓN Los requisitos de esta sección se aplican para el

diseño de zapatas, pilotes hincados y pilotes perforados. Si se han de seleccionar procedimientos de cálculo de

resistencia diferentes a los especificados en el presente documento se deberá considerar la base probabilística de estas Especificaciones, la cual produce una combinación interrelacionada de las cargas, los factores de carga, los factores de resistencia y la confiabilidad estadística. Se pueden utilizar otros métodos, especialmente cuando han sido reconocidos localmente y se consideran adecuados para las condiciones regionales, siempre que se considere la naturaleza estadística de los factores indicados anteriormente a través del uso consistente de la teoría de la confiabilidad y que sean aprobados por el Propietario.

C10.1 Los procedimientos de cálculo de resistencia

utilizados para desarrollar la presente sección se resumen en el Apéndice A de Barker et al. (1991).

La especificación de métodos de análisis y cálculo de resistencia para las fundaciones incluidos en el presente documento no implica que las verificaciones en obra y/o la reacción a las condiciones reales correspondientes a la obra ya no son necesarias. Las prácticas tradicionales de diseño y construcción de las fundaciones siempre deben ser consideradas, aún cuando se diseñe de acuerdo con estas Especificaciones.

10.2 DEFINICIONES Pilote inclinado - Pilote hincado con un ángulo de inclinación respecto de la vertical para lograr mayor resistencia a las cargas laterales. Pilote de carga - Pilote cuyo propósito es soportar carga axial por fricción o resistencia de punta. Pilote combinado de fricción y punta - Pilote que deriva su capacidad de la contribución tanto de la resistencia de punta desarrollada en la punta del pilote y la resistencia movilizada a lo largo del fuste. Zapata combinada - Zapata que soporta más de una columna. Roca competente - Masa de roca con discontinuidades cuya abertura es menor o igual que 3,2 mm. Fundación profunda - Fundación que deriva su apoyo transfiriendo las cargas al suelo o la roca a una cierta profundidad por debajo de la estructura por resistencia de punta, adherencia o fricción, o ambas. Pilote perforado - Unidad de fundación profunda, total o parcialmente empotrada en el terreno, que se construye colando hormigón fresco en un pozo perforado con o sin armadura de acero. Los pilotes perforados derivan su capacidad del suelo que los rodea y/o de los estratos de suelo o roca debajo de su punta. Los pilotes perforados también se conocen como pozos de fundación, pozos romanos, pilares perforados o pilotes hormigonados in situ. Tensión efectiva - Tensión neta a través de los puntos de contacto de las partículas de suelo, generalmente considerada equivalente a la tensión total menos la presión del agua intersticial. Pilote de fricción - Pilote cuya capacidad de carga se deriva principalmente de la resistencia del suelo movilizada a lo largo del fuste del pilote. Zapata aislada - Apoyo individual para las diferentes partes de una unidad de subestructura; la fundación se denomina fundación mediante zapatas. Longitud de una fundación - Máxima dimensión en planta de un elemento de fundación. Relación de sobreconsolidación (OCR) - Se define como la relación entre la presión de preconsolidación y la tensión efectiva vertical actual.

Sección 10 - Fundaciones (SI)

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Pilote - Unidad de fundación profunda relativamente esbelta, total o parcialmente empotrada en el terreno, que se instala hincando, perforando, barrenando, inyectando o de alguna otra manera y que deriva su capacidad del suelo que lo rodea y/o de los estratos de suelo o roca debajo de su punta. Caballete de pilotes - Tipo de caballete en el cual los pilotes trabajan como columnas. Azuche - Pieza metálica que se coloca en el extremo de penetración de un pilote para protegerlo contra los daños durante el hincado y para facilitar su penetración a través de los materiales muy densos. Tubificación - Erosión progresiva del suelo provocada por la filtración de agua que produce un tubo abierto en el suelo a través del cual el agua puede fluir de manera descontrolada y peligrosa. Hundimiento (plunging) - Modo de comportamiento observado en algunos ensayos de carga de pilotes, donde el asentamiento del pilote continúa aumentando sin aumento de la carga. Pilote de punta - Pilote cuya capacidad de carga se deriva principalmente de la resistencia del material de fundación sobre el cual se apoya la punta del pilote. RQD - Designación de la calidad de la roca. Fundación superficial - Fundación que deriva su apoyo transfiriendo la carga directamente al suelo o la roca a poca profundidad. Superficies de deslizamiento (slickensides) - Superficies pulidas y ranuradas que se producen en las rocas y suelos arcillosos como resultado de desplazamientos por corte a lo largo de un plano. Tensión total - Presión total ejercida en cualquier dirección tanto por el suelo como por el agua. Ancho de una fundación - Mínima dimensión en planta de un elemento de fundación. 10.3 SIMBOLOGÍA

Las unidades indicadas a continuación de cada término son unidades sugeridas. Se podrán utilizar otras unidades consistentes con las expresiones evaluadas. A = área efectiva de la zapata para la determinación del asentamiento elástico de una zapata sometida a

cargas excéntricas (mm2) (10.6.2.2.3b)

Ap = área de la punta de un pilote hincado o de la base de un pilote perforado (mm2) (10.7.3.2)

As = área superficial del fuste de un pilote (mm2) (10.7.3.2)

asi = perímetro del pilote en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)

Asoc = área de la perforación para un pilote perforado empotrado en roca (mm2) (C10.8.3.5)

Au = área de levantamiento de un pilote perforado con base acampanada (mm2) (10.8.3.7.2)

B = ancho de la zapata (mm); ancho del grupo de pilotes (mm) (10.6.3.1.2c)

B' = ancho efectivo de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)

Cae = coeficiente de asentamiento secundario estimado a partir de resultados de ensayos de consolidación realizados en laboratorio sobre muestras de suelo inalterado (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Cc = índice de compresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Cce = relación de compresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)


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Ccr = índice de recompresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Co = resistencia a la compresión uniaxial de la roca (MPa) (10.6.2.3.2)

CPT = ensayo de penetración de cono (10.5.5)

Cre = relación de recompresión (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Cv = coeficiente de consolidación (mm2/año) (10.6.2.2.3c)

Cw1, Cw2 = factores de corrección que consideran el efecto del agua freática (adimensional) (6.10.3.1.2c)

c = cohesión del suelo (MPa); resistencia al corte no drenada (MPa) (10.6.3.1.2b)

Cq, cγ = factor de compresibilidad del suelo (adimensional) (10.6.3.1.2c)

c1 = resistencia al corte no drenada del estrato de suelo superior como se ilustra en la Figura 3 (MPa) (10.6.3.1.2b)

c2 = resistencia al corte del estrato de suelo inferior (MPa) (10.6.3.1.2b)

c* = cohesión del suelo correspondiente a la tensión efectiva reducida para corte por punzonamiento (MPa) (10.6.3.1.2a)

D = ancho o diámetro de un pilote hincado (mm); diámetro de un pilote perforado (mm) (10.7.3.4.2a) (10.8.3.3.2)

D' = profundidad efectiva de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)

Db = profundidad de empotramiento de un pilote en un estrato portante (mm) (10.7.2.1)

Df = profundidad de empotramiento de la fundación, considerada entre la superficie del terreno y el fondo de la fundación (mm) (10.6.3.1.2b)

Di = ancho o diámetro del pilote en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)

Dp = diámetro de la punta de un pilote perforado (mm); diámetro de la campana (mm) (10.8.3.3.2) (10.8.3.7.2)

dq = factor de profundidad (adimensional) (10.6.3.1.2c)

Ds = diámetro de la perforación cuando el pilote o pilote perforado está empotrado en roca (mm) (10.7.3.5)

Dw = profundidad hasta la superficie del agua considerada a partir de la superficie del terreno (mm) (10.6.3.1.2c)

d = factor de profundidad para estimar la capacidad de punta de los pilotes en roca (adimensional) (10.7.3.5)

Ec = módulo de elasticidad del hormigón (MPa) (C10.8.3.5)

Ei = módulo de elasticidad de la roca intacta (MPa) (C10.8.3.5)

Em = módulo estimado de la masa de roca (MPa); módulo de la masa de roca (MPa) (C10.6.2.2.3c) (10.6.2.2.3d)

Eo = módulo de la roca intacta (MPa) (10.6.2.2.3d)

Ep = módulo de elasticidad del pilote (MPa) (10.7.4.2)

Er = módulo de elasticidad de la roca in situ (MPa) (C10.8.3.5)

Es = módulo del suelo (MPa) (10.7.4.2)

eB = excentricidad de la carga paralela al ancho de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)


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eL = excentricidad de la carga paralela a la longitud de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)

eo = relación de vacíos correspondiente a la tensión efectiva vertical inicial (adimensional) (10.6.2.2.3c)

Fr = factor de reducción que se aplica a la resistencia de punta de los pilotes perforados de gran diámetro (adimensional) (10.8.3.3.2)

f´c = resistencia a la compresión del hormigón a 28 días (MPa) (10.6.2.3.2)

fs = fricción de la camisa medida a partir de un ensayo de penetración de cono (MPa) (10.7.3.4.3a)

fsi = resistencia unitaria por fricción de la camisa determinada mediante un ensayo de penetración de cono en el punto considerado (MPa) (10.7.3.4.3c)

g = aceleración de la gravedad (m/s2)

H = componente horizontal de las cargas inclinadas (N); distancia entre las puntas de los pilotes y la parte superior del estrato más bajo (mm) (10.6.3.1.3b)

Hc = altura de un estrato de suelo compresible (mm) (10.6.2.2.3c)

Hd = altura del recorrido de drenaje más largo en un estrato de suelo compresible (mm) (10.6.2.2.3c)

Hs = altura de una masa de suelo inclinada (mm); profundidad embebida de un pilote o pilote perforado empotrado en roca (mm) (10.6.3.1.2b) (10.7.3.5)

Hs2 = distancia entre el fondo de la zapata y la parte superior del segundo estrato de suelo (mm) (10.6.3.1.2b)

hi = intervalo de longitud en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)

I = factor de influencia que considera la longitud embebida efectiva de un grupo de pilotes (adimensional) (10.7.2.3.3)

Ip = coeficiente de influencia que toma en cuenta la rigidez y dimensiones de la zapata (adimensional); momento de inercia del pilote (mm4) (10.6.2.2.3d) (10.7.4.2)

Ip = coeficiente de influencia de la Figura C10.8.3.5-1 (adimensional)

Iq, iγ = factores de inclinación de la carga (adimensionales) (10.6.3.1.2c)

K = factor de transferencia de carga (adimensional) (10.8.3.4.2)

Kb = coeficiente para apoyo en roca determinado mediante un ensayo presiométrico (adimensional) (C10.8.3.5)

Kc = factor de corrección que considera la fricción de la camisa en arcilla (adimensional) (10.7.3.4.3c)

Ke = relación de modificación de módulo de la Figura C10.8.3.5-3 (adimensional) (C10.8.3.5)

Ks = factor de corrección que considera la fricción de la camisa en arena (adimensional) (10.7.3.4.3c)

Ksp = coeficiente de capacidad de carga adimensional (adimensional) (10.7.3.5)

k = coeficiente de capacidad de carga empírico de la Figura 10.6.3.1.3d-1 (adimensional) (10.6.3.1.3d)

L = longitud de la fundación (mm) (10.6.3.1.5)

L' = longitud efectiva de la zapata (mm) (10.6.3.1.5)

Lf = profundidad hasta el punto considerado al medir la fricción de la camisa (mm) (10.7.3.4.3c)

Li = profundidad hasta la mitad del intervalo de longitud en el punto considerado (mm) (10.7.3.4.3c)

LL = límite líquido del suelo (C10.8.1.9)

N = número de golpes en un Ensayo de Penetración Estándar (SPT) (golpes/300 mm) (10.7.2.3.3)


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N = número de golpes promedio (no corregido) de un SPT a lo largo del fuste del pilote (golpes/300 mm) (10.7.3.4.2b)

Nc = factor de capacidad de carga (adimensional) (10.6.3.1.2b)

Nq, Nγ = factores de capacidad de carga (adimensionales) (10.6.3.1.2c)

Ncm, Nqm = factores de capacidad de carga modificados (adimensionales) (10.6.3.1.2b)

Ncm, Nqm, Nym = factores de capacidad de carga modificados (adimensionales) (10.6.3.1.2b)

Ncorr = número de golpes del SPT corregido (golpes/300 mm) (10.7.2.3.3)

N corr = valor promedio del número de golpes corregido del SPT (golpes/300 mm) (10.6.3.1.3b)

Nm = factor de capacidad de carga (adimensional) (10.6.3.1.2b)

Nms = parámetro de la roca (adimensional) (10.6.2.3.2)

Nu = factor de adherencia contra el levantamiento de la campana (adimensional) (10.8.3.7.2)

Nγm = factor de capacidad de carga modificado (adimensional) (10.6.3.1.2c)

N1 = resistencia del ensayo SPT, corregida para considerar la profundidad (golpes/300 mm); número de intervalos entre la superficie del terreno y un punto 8D por debajo de la superficie del terreno (10.6.2.2.3b-1) (10.7.3.4.3c)

N2 = número de intervalos entre un punto ubicado 8D por debajo de la superficie del terreno y la punta del pilote (10.7.3.4.3c)

nh = tasa de aumento del módulo del suelo en función de la profundidad (MPa/mm) (10.7.4.2)

PL = límite plástico del suelo (C10.8.1.9)

*pL = presión límite obtenida a partir del resultado de un ensayo presiométrico (MPa) (10.6.3.1.3d)

po = presión horizontal total a la profundidad a la cual se realiza el ensayo presiométrico (MPa) (10.6.3.1.3d)

p1 = presión límite determinada a partir de ensayos presiométricos promediados en una distancia igual a 2,0 diámetros por encima y por debajo de la base (MPa) (C10.8.3.5)

Qep = resistencia pasiva del suelo disponible durante la totalidad de la vida de diseño de la estructura (N) (10.6.3.3)

Qg = resistencia nominal de un grupo de pilotes (N) (10.7.3.10.1)

QL = resistencia lateral nominal de un pilote individual (N) (10.7.3.11)

QLg = resistencia lateral nominal de un grupo de pilotes (N) (10.7.3.11)

Qn = resistencia nominal (N) (10.6.3.3)

Qp = carga nominal soportada por la punta de un pilote (N) (10.7.3.2)

QR = resistencia mayorada contra la falla por resbalamiento (N) (10.6.3.3)

Qs = carga nominal soportada por el fuste de un pilote (N) (10.7.3.2)

Qsbell = resistencia nominal contra el levantamiento de un pilote perforado con base acampanada (N) (10.8.3.7.2)

QSR = resistencia lateral nominal de los pilotes perforados empotrados en roca (N) (C10.8.3.5)

Qug = resistencia lateral nominal de un grupo de pilotes (N) (C10.7.3.7.3)

Qult = capacidad de carga total nominal (N) (10.7.3.2)


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QT = máxima resistencia al corte entre la fundación y el suelo (N) (10.5.5)

q = presión de fundación neta aplicada a 2Db/3 (MPa) (10.7.2.3.3)

qc = resistencia a la penetración del cono estático (MPa); resistencia media a la penetración del cono estático en una profundidad B debajo de la zapata equivalente (MPA) (10.6.3.1.3c) (10.7.2.3.3)

qc1 = mínima resistencia media a la penetración del cono estático en una profundidad igual a yD debajo de la punta de un pilote (MPa) (10.7.3.4.3b)

qc2 = mínima resistencia media a la penetración del cono estático en una distancia igual a 8D por encima de la punta del pilote (MPa) (10.7.3.4.3b)

q = resistencia de punta límite (MPa) (10.7.3.4.2a)

qn = capacidad de carga nominal (MPa) (10.6.3.1.1)

qo = tensión vertical en la base del área cargada (MPa) (10.6.2.2.3b)

qp = resistencia de punta unitaria nominal (MPa) (10.7.3.2)

qpr = resistencia de punta unitaria nominal reducida (MPa) (C10.8.3.3.2)

qR = capacidad de carga mayorada (MPa) (10.6.3.1.1)

qs = resistencia al corte unitaria; resistencia superficial unitaria nominal (MPa) (10.6.3.3) (10.7.3.32)

qsbell = resistencia unitaria nominal contra el levantamiento de un pilote perforado con base acampanada (MPa) (10.8.3.7.2)

qu = resistencia media a la compresión uniaxial del núcleo rocoso (MPa) (10.7.3.5)

qult = capacidad de carga nominal (MPa) (10.6.3.1.1)

q1 = capacidad de carga última de una zapata apoyada en el estrato superior de un sistema de dos capas, suponiendo que el estrato superior tiene espesor infinito (MPa) (10.6.3.1.2a)

q2 = capacidad de carga última de una zapata ficticia que tiene el mismo tamaño y geometría que la zapata real pero que está apoyada sobre la superficie del segundo estrato (estrato inferior) de un sistema de dos capas (MPa) (10.6.3.1.2a)

Ri = factor de reducción que considera el efecto de la inclinación de las cargas (adimensional) (10.6.3.1.3b)

r = radio de una zapata circular, o B/2 para una zapata cuadrada (mm) (10.6.2.2.3d)

ro = presión vertical total inicial a nivel de la fundación (MPa) (10.6.3.1.3d)

Sc = asentamiento por consolidación (mm) (10.6.2.2.3a)

Se = asentamiento elástico (mm) (10.6.2.2.3a)

SPT = ensayo de penetración estándar (10.5.5)

Ss = asentamiento secundario (mm) (10.6.2.2.3a)

Su = resistencia al corte no drenada (MPa) (10.6.3.1.2b)

S u = resistencia media al corte no drenada a lo largo del fuste del pilote (MPa) (10.7.3.7.3)

Sc, Sq, Sγ = factores de forma (adimensionales) (10.6.3.1.2b) (10.6.3.1.2c)

Sd = separación de las discontinuidades (mm) (10.7.3.5)

T = factor de tiempo (adimensional) (10.6.2.2.3c)

t = tiempo para que ocurra un porcentaje determinado de asentamiento por consolidación


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unidimensional (años) (10.6.2.2.3c)

td = ancho de las discontinuidades (mm) (10.7.3.5)

t1, t2 = intervalos de tiempo arbitrarios utilizados para determinar Ss (años) (10.6.2.2.3c)

V = componente vertical de las cargas inclinadas (N) (10.6.3.1.3b)

Wg = peso de un bloque formado por suelo, pilotes y cabezal (N) (10.7.3.7.3)

X = ancho de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)

Y = longitud de un grupo de pilotes (mm) (10.7.3.7.3)

Z = longitud embebida total de un pilote (mm) (10.7.3.4.3c)

z = profundidad por debajo de la superficie del terreno (mm) (10.8.3.4.2)

α = factor de adherencia que se aplica a Su (adimensional) (10.7.3.3.2a)

αE = factor de reducción (adimensional) (10.6.2.2.3d)

β = coeficiente que relaciona la tensión vertical efectiva y la fricción superficial unitaria de un pilote o pilote perforado (adimensional) (10.7.3.3.2b)

βm = índice de punzonamiento (adimensional) (10.6.3.1.2b)

βz = factor que considera la geometría y la rigidez de la zapata (adimensional) (10.6.2.2.3d)

γ = densidad del suelo (kg/m3) (10.6.3.1.2b)

δ = ángulo de la resistencia al corte entre suelo y pilote (DEG) (10.6.3.3)

η = factor de eficiencia para un grupo de pilotes o pilotes perforados (adimensional) (10.7.3.10.2)

λ = coeficiente empírico que relaciona el empuje pasivo lateral del suelo y la fricción superficial unitaria de un pilote (adimensional) (10.7.3.3.2c)

µc = factor de reducción que se aplica a los asentamientos por consolidación para tomar en cuenta los efectos tridimensionales (adimensional) (10.6.2.2.3c)

ρ = asentamiento de un grupo de pilotes (mm) (10.7.2.3.3)

ρbase = asentamiento de la base de un pilote perforado (mm) (C10.8.3.5)

ρe = acortamiento elástico de un pilote perforado (mm) (C10.8.3.5)

ΣΡi = carga de trabajo en la parte superior de una perforación para instalar un pilote empotrado en roca (N) (C10.8.3.5)

σ'f = tensión efectiva vertical final del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa) (10.6.2.2.3c)

σ'o = tensión efectiva vertical inicial del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa) (10.6.2.2.3c)

σ'p = máxima tensión efectiva vertical histórica del suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa) (10.6.2.2.3c)

σ'pc = máxima tensión efectiva vertical actual del suelo, no incluyendo la tensión adicional debida a las cargas de las zapatas (MPa) (10.6.2.2.3c)

σv = tensión vertical total al nivel de la base (MPa) (C10.8.3.5)

σ'v = tensión efectiva vertical (MPa) (C10.7.1.7)

φ = factor de resistencia (10.5.5)


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φep = factor de resistencia para el empuje pasivo (10.6.3.3)

φf = ángulo de fricción interna del suelo (DEG) (10.6.3.3)

φg = factor de resistencia para la capacidad de carga de un grupo de pilotes que falla como una unidad compuesta por los pilotes y el bloque de suelo contenido dentro de los pilotes; factor de resistencia para un grupo de pilotes (10.7.3.10.1)

φL = factor de resistencia para las cargas laterales en un grupo de pilotes (adimensional) (10.7.3.11)

φq = factor de resistencia para la capacidad de carga total de un pilote para aquellos métodos que no diferencian entre la resistencia total y las contribuciones individuales de la resistencia de punta y la resistencia lateral (10.7.3.2)

φqs = factor de resistencia para la capacidad lateral de un pilote para aquellos métodos que dividen la resistencia de un pilote en una resistencia de punta y una resistencia lateral (10.7.3.2)

φqp = factor de resistencia para la capacidad de punta de un pilote para aquellos métodos que dividen la resistencia de un pilote en una resistencia de punta y una resistencia lateral (10.7.3.2)

φT = factor de resistencia para el corte entre el suelo y la fundación (10.5.5)

φu = factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de un pilote individual (10.7.3.7.2)

φug = factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de un grupo de pilotes (10.7.3.7.3)

φ'1 = ángulo de fricción interna del estrato de suelo superior correspondiente a la tensión efectiva (DEG) (10.6.3.1.2c)

φ* = ángulo de fricción interna del suelo correspondiente a la tensión efectiva reducida para corte por punzonamiento (DEG) (10.6.3.1.2a)


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10.4 DETERMINACIÓN DE LAS PROPIEDADES DEL SUELO

10.4.1 Exploración de Suelos

Se deberán realizar estudios de suelos para cada

elemento de la subestructura, a fin de obtener la información necesaria para el diseño y la construcción de las fundaciones. La extensión de los estudios se deberá basar en las condiciones subsuperficiales, el tipo de estructura y los requisitos del proyecto. El programa de exploración deberá ser lo suficientemente exhaustivo como para revelar la naturaleza y los tipos de depósitos de suelo y/o formaciones rocosas encontrados, las propiedades de lo suelos y/o rocas, el potencial de licuefacción y las condiciones del agua freática.

Se deberán realizar sondeos en las ubicaciones donde irán las pilas y estribos, en una cantidad y hasta una profundidad suficiente para establecer perfiles transversales y longitudinales confiables de los estratos subyacentes. Se deberán tomar muestras del material encontrado, las cuales se deberán conservar para futura referencia y/o ensayos. Se deberán preparar registros de los sondeos con un nivel de detalle suficiente que permita ubicar los estratos de los materiales, los resultados de los ensayos de penetración, el agua freática, cualquier acción artesiana y el lugar donde se tomaron las muestras,

Se deberá prestar particular atención a la detección de vetas blandas y de poco espesor que pudieran encontrarse en los límites de los estratos.

Si el Propietario así lo requiere, se deberán tapar los sondeos y los orificios producto de los ensayos de penetración para impedir la contaminación del agua.

Los sondeos se deberán realizar hasta encontrar un material competente que tenga una capacidad de carga adecuada, o hasta una profundidad en la cual las tensiones adicionales debidas a la carga estimada de las zapatas sea menor que 10 por ciento de la tensión efectiva debida a la sobrecarga de suelo existente, cualquiera sea la que resulte mayor. Si a escasa profundidad se encuentra un lecho de roca, el sondeo deberá avanzar como mínimo 3000 mm hacia el interior del lecho de roca o hasta la profundidad correspondiente al nivel de fundación proyectado, cualquiera sea el valor que resulte mayor.

Se deberán realizar ensayos en laboratorio y/o in situ para determinar las características de resistencia, deformación y flujo de los suelos y/o rocas y establecer si son adecuados para la fundación seleccionada.

C10.4.1 La realización del programa de exploración de suelos

es parte del proceso necesario para obtener información relevante para el diseño y la construcción de los elementos de la subestructura. Los componentes del proceso que deberían preceder al programa de exploración en sí incluyen la búsqueda y estudio de información publicada o no publicada sobre el predio donde se ubicará la construcción o sobre áreas cercanas, una inspección visual del sitio y el diseño del programa de exploración de suelos. El Manual AASHTO sobre Investigaciones Subsuperficiales (1988) contiene lineamientos generales para la planificación y realización de programas de exploración de suelos.

Como mínimo, el programa de exploración de suelos debe permitir obtener información suficiente para analizar la estabilidad y el asentamiento de las fundaciones con respecto a:

• Formaciones geológicas; • Ubicación y espesor de las unidades de suelo y roca; • Propiedades mecánicas de las unidades de suelo y

roca, incluyendo su densidad, resistencia al corte y compresibilidad;

• Condiciones del agua freática; • Topografía del terreno; y • Consideraciones locales, por ejemplo, la presencia de

depósitos de suelos licuables, vacíos subterráneos debidos a la meteorización o actividad minera, o potencial de inestabilidad de taludes.

Los parámetros derivados de los ensayos in situ, tales como los ensayos de penetración estándar, ensayos con penetrómetro de cono, ensayos con penetrómetro dinámico y ensayos presiométricos, también se pueden utilizar directamente en los cálculos de diseño considerando relaciones empíricas. Algunas veces estos parámetros pueden ser más confiables que los cálculos analíticos, especialmente cuando las condiciones del suelo son familiares y para ellas existen relaciones


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empíricas bien establecidas. Los valores de diseño seleccionados para los

parámetros deben ser adecuados para el estado límite particular considerado y el correspondiente modelo de cálculo seleccionado.

Para determinar el valor de cada parámetro se deberían considerar los datos relevantes publicados juntamente con la experiencia local y general. Cuando corresponda, también se deberían considerar las correlaciones entre los parámetros que hayan sido publicadas.

Al interpretar los resultados de los ensayos realizados también se debería considerar la información publicada referente al uso de cada tipo de ensayo para las condiciones del suelo apropiadas.

10.4.2 Ensayos en laboratorio 10.4.2.1 REQUISITOS GENERALES

Los ensayos en laboratorio se deberán realizar de

acuerdo con las normas AASHTO o ASTM correspondientes o de acuerdo con las normas provistas por el Propietario, y pueden incluir los siguientes ensayos para suelos y rocas.

C10.4.2.1 Comprender las propiedades de los suelos es

fundamental para poder utilizar los actuales métodos para el diseño de fundaciones y obras de tierra.

El propósito de los ensayos de laboratorio es obtener los datos básicos con los cuales clasificar los suelos y determinar sus propiedades.

10.4.2.2 ENSAYOS PARA SUELOS

Los ensayos de suelos realizados en laboratorio

pueden incluir:

• Contenido de agua - ASTM D 4643

• Gravedad específica - AASHTO T 100 (ASTM D 854)

• Distribución granulométrica - AASHTO T 88 (ASTM D 422)

• Límite líquido y límite plástico - AASHTO T 90 (ASTM D 4318)

• Ensayo de corte directo - AASHTO T 236 (ASTM D 3080)

• Ensayo de compresión no confinado - AASHTO T 208 (ASTM D 2166)

• Ensayo triaxial no consolidado no drenado - ASTM D 2850

• Ensayo triaxial consolidado no drenado - AASHTO T 297 (ASTM D 4767)

• Ensayo de consolidación - AASHTO T 216 (ASTM D 2435 o D 4186)

Ensayo de permeabilidad - AASHTO T 215 (ASTM D 2434)

C10.4.2.2 Los ensayos de suelos realizados en laboratorio se

pueden agrupar en dos clases generales:

• Ensayos de clasificación: Estos ensayos se pueden realizar sobre muestras alteradas o inalteradas.

• Ensayos cuantitativos para determinar permeabilidad, compresibilidad y resistencia al corte: Estos ensayos generalmente se realizan sobre muestras inalteradas, excepto en el caso de materiales que se han de colocar como relleno controlado o suelos que tienen una estructura estable. En estos casos los ensayos se deberían realizar sobre muestras preparadas en laboratorio.


10-11

10.4.2.3 ENSAYOS PARA ROCAS

Los ensayos de rocas realizados en laboratorio pueden incluir:

• Determinación de módulos de elasticidad - ASTM D

3148

• Ensayo de compresión triaxial - AASHTO T 266 (ASTM D 2664)

• Ensayo de compresión no confinada - ASTM D 2938

• Ensayo de resistencia a la tracción por compresión diametral - ASTM D 3967

C10.4.2.3

Los ensayos en laboratorio tienen una aplicación muy limitada para medir las propiedades más significativas de las rocas, como por ejemplo:

• Resistencia a la compresión,

• Resistencia al corte,

• Dureza,

• Compresibilidad, y

• Permeabilidad

Las muestras de roca lo suficientemente pequeñas como para ser ensayadas en laboratorio generalmente no son representativas de la totalidad de la masa de roca. Los ensayos de rocas realizados en laboratorio se utilizan fundamentalmente para clasificar muestras de roca intacta y, si se realizan adecuadamente, son de gran utilidad para este propósito.

Los ensayos en laboratorio realizados sobre muestras intactas proporcionan límites superiores para la resistencia y límites inferiores para la compresibilidad. Con frecuencia los ensayos en laboratorio se pueden utilizar conjuntamente con ensayos in situ para obtener estimaciones razonables de las características del comportamiento de la masa de roca.

10.4.3 Ensayos in situ 10.4.3.1 REQUISITOS GENERALES

Se pueden realizar ensayos in situ para obtener los

parámetros de deformación y resistencia de los suelos o rocas de fundación a utilizar en el diseño y/o análisis. Los ensayos se deberán realizar de acuerdo con las normas recomendadas por ASTM o AASHTO, y pueden incluir tanto ensayos de suelo in situ como ensayos de roca in situ,

C10.4.3.1 La Tabla C10.4.3.2-1 (Canadian Geotechnical Society,

1985) indica algunas características de los ensayos in situ que se realizan habitualmente.

10.4.3.2 ENSAYOS DE SUELOS REALIZADOS IN SITU Los ensayos de suelos realizados in situ incluyen:

• Ensayo de Penetración Estándar - AASHTO T 206 (ASTM D 1586)

• Ensayo de Penetración Estática (Cono Estático) - ASTM D 3441

• Ensayo del Molinete - AASHTO T 223 (ASTM D 2573) • Ensayo Presiométrico - ASTM D 4719 • Ensayo con Placa de Carga - AASHTO T 235 (ASTM

D 1194) • Ensayo de Pozo (Permeabilidad) - ASTM D 4750


10-12

Tabla C10.4.3.2-1 - Ensayos In Situ

TIPO DE ENSAYO MEJOR APLICACIÓN

NO ES APLICABLE PARA

PROPIEDADES QUE PERMITE DETERMINAR

Ensayo de Penetración Estándar (SPT)

Arena Grava gruesa Evaluación cualitativa de la compacidad. Comparación cualitativa de la estratificación del subsuelo.

Ensayo de Penetración Dinámica (Cono Dinámico)

Arena y Grava Arcilla Evaluación cualitativa de la compacidad. Comparación cualitativa de la estratificación del subsuelo.

Ensayo de Penetración Estática (Cono Estático)

Arena, Limo y Arcilla

_ Evaluación continua de la densidad y resistencia de las arenas. Evaluación continua de la resistencia al corte no drenada en arcillas.

Ensayo de Molinete

Arcilla Todos los demás suelos

Resistencia al corte no drenada.

Ensayo Presiométrico

Roca blanda, Arena, Grava y Till

Arcillas blandas sensibles

Capacidad de carga y compresibilidad

Ensayo con Placa de Carga y Ensayo con Barrena Helicoidal

Arena y Arcilla _ Módulo de deformación. Módulo de reacción de la subrasante. Capacidad de carga.

Ensayo con Dilatómetro de Placa Plana

Arena y Arcilla Grava Correlación empírica para tipo de suelo, Ke, relación de sobreconsolidación, módulo y resistencia al corte no drenada.

Ensayo de Permeabilidad

Arena y Grava _ Evaluación del coeficiente de permeabilidad

10.4.3.3 ENSAYOS DE ROCAS REALIZADOS IN SITU

Los ensayos realizados in situ pueden incluir:

• Deformabilidad y resistencia de rocas débiles mediante un ensayo de compresión uniaxial in situ - ASTM D 4555

• Determinación de la resistencia al corte directa de las discontinuidades de las rocas - ASTM D 4554

• Módulo de deformación de una masa de roca usando el método de la placa de carga flexible - ASTM D 4395

• Módulo de deformación de una masa de roca usando un ensayo de tesado radial - ASTM D 4506

• Módulo de deformación de una masa de roca usando el método de la placa de carga rígida - ASTM D 4394

• Determinación de la tensión y el módulo de deformación utilizando el método del gato plano - ASTM D 4729


10-13

• Tensión en rocas usando el método de fractura hidráulica - ASTM D 4645

10.5 ESTADOS LÍMITE Y FACTORES DE

RESISTENCIA 10.5.1 Requisitos Generales

Los estados límite deberán ser como se especifica en

el Artículo 1.3.2. Esta sección contiene aclaraciones específicas para las fundaciones.

10.5.2 Estados Límite de Servicio El diseño de las fundaciones para el estado límite de

servicio deberá incluir:

• Asentamientos,

• Desplazamientos laterales, y

• Capacidad de carga estimada usando la presunta presión de contacto. La consideración de los asentamientos se deberá

basar en criterios de "rideability" y economía.

C10.5.2 En los puentes en los cuales la superestructura y la

subestructura no están integradas, los asentamientos se pueden corregir tesando y calzando los apoyos. El Artículo 2.5.2.3 establece requisitos de tesado para estos puentes.

Se debería comparar el costo que implicaría limitar los movimientos de las fundaciones con el costo de diseñar la superestructura de modo que pueda tolerar mayores movimientos o con el costo de corregir las consecuencias de los movimientos realizando mantenimiento. Esto permitirá determinar el mínimo costo correspondiente a la vida útil del puente. El Propietario puede establecer requisitos más severos.

10.5.3 Estado Límite de Resistencia

El diseño de las fundaciones para el estado límite de

resistencia deberá incluir:

• Capacidad de carga, excepto la presión de contacto presunta;

• Pérdida de contacto excesiva;

• Resbalamiento en la base de la zapata;

• Pérdida de apoyo lateral;

• Pérdida de estabilidad global; y

• Capacidad estructural. Las fundaciones se deberán dimensionar de manera

tal que la resistencia mayorada sea mayor o igual que las solicitaciones correspondientes a las cargas mayoradas especificadas en la Sección 3.

10.5.4 Estado Límite Correspondiente a Eventos Extremos

Cuando corresponda, las fundaciones se deberán

diseñar para eventos extremos.

C10.5.4 Los eventos extremos incluyen la inundación de

control para socavación, la colisión de vehículos y embarcaciones, las cargas sísmicas y otras situaciones


10-14

específicas del predio que el Ingeniero determine que es necesario incluir.

Desde 1996 las consideraciones sísmicas para el diseño de fundaciones están siendo reevaluadas exhaustivamente. Por el momento la información relevante de la División I-A de las Especificaciones Estándares se reproduce como un Apéndice al final de la presente sección.

10.5.5 Factores de Resistencia

Los factores de resistencia para los diferentes tipos de

sistemas de fundación en el estado límite de resistencia se deberán tomar como se especifica en las Tablas 1 a 3, a menos que se encuentren disponibles valores específicos correspondientes a la región.

Cuando se especifican fundaciones con pilotes, la documentación técnica deberá especificar el nivel de verificación in situ de la capacidad de los pilotes. La verificación in situ especificada deberá ser consistente con el valor de λv tomado de la Tabla 2.

Los factores de resistencia para el estado límite de servicio se deberán considerar iguales a 1,0.

Cuando se anticipa que el hincado de los pilotes se

hará con dificultad, se debería considerar una reducción adicional de Pn.

C10.5.5 En aquellos casos en los cuales había información

estadística disponible, para derivar los factores de resistencia geotécnica indicados en las Tablas 1 a 3 se utilizó la teoría de la confiabilidad, combinada en algunos casos con el criterio profesional. Estos valores de resistencia no se aplican a la resistencia estructural, para la cual se deben utilizar las Secciones 5, 6, 7 y 8. En aquellos casos en los cuales la información disponible era insuficiente para realizar una calibración aplicando la teoría de la confiabilidad, los factores de resistencia fueron seleccionados en base al criterio profesional, de manera que los diseños realizados utilizando los procedimientos por factores de carga y resistencia fueran consistentes con los diseños obtenidos utilizando procedimientos por tensiones admisibles. El Apéndice A de Barker et al. (1991) contiene mayor información sobre este tema.

El factor de resistencia para el empuje pasivo del suelo asociado con la capacidad de carga se debe adopta como se especifica en la Tabla 1 cuando un componente del puente está siendo "empujado" por el suelo, como por ejemplo los muros de retención de los estribos integrales, o bien "jalado" hacia el suelo, como por ejemplo los macizos de anclaje. Por otro lado, si se utiliza el empuje pasivo del suelo para determinar las solicitaciones sobre otros componentes del puente, por ejemplo los momentos flectores en los componentes de un estribo integral, es conservador asumir que está disponible la máxima resistencia pasiva, es decir, φ = 1,0.

En el pasado se consideraba un factor de reducción aproximadamente igual a 0,875 cuando se anticipaba una dificultad moderada para el hincado, y un factor aproximadamente igual a 0,75 cuando se anticipaba que el hincado de los pilotes sería difícil. Davidsson et al. (1983) contiene más detalles sobre este tema.


10-15

Tabla 10.5.5-1 - Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia de las Fundaciones Superficiales

MÉTODO/SUELO/CONDICIÓN FACTOR DE RESISTENCIA

Arena: − Procedimiento semiempírico utilizando datos de

ensayos SPT

0,45

− Procedimiento semiempírico utilizando datos de ensayos de penetración (cono)

0,55

− Método racional - usando φf estimado a partir de datos de ensayos SPT usando φf estimado a partir de datos de ensayos CPT

0,35

0,45

Arcilla − Procedimiento semiempírico utilizando datos de

ensayos CPT

0,50

− Método racional - usando la resistencia al corte medida en ensayos en laboratorio

0,60

usando la resistencia al corte medida en ensayos de molinete in situ

0,60

usando la resistencia al corte estimada a partir de datos de ensayos CPT

0,50

Roca − Procedimiento semiempírico, Carter y Kulhawy

(1988)

0,60

Capacidad de carga y empuje pasivo

Ensayo con placa de carga 0,55

Hormigón prefabricado colocado sobre arena usando φf estimado a partir de datos de ensayos SPT usando φf estimado a partir de datos de ensayos CPT

0,90

0,90

Resbalamiento

Hormigón colado en obra sobre arena usando φf estimado a partir de datos de ensayos SPT usando φf estimado a partir de datos de ensayos CPT

0,80

0,80


10-16


El resbalamiento en arcilla es controlado por la resistencia de la arcilla cuando la resistencia al corte de la arcilla es menor que 0,5 veces la tensión normal, y es controlado por la tensión normal cuando la resistencia al corte de la arcilla es mayor que 0,5 veces la tensión normal (ver Figura 1, desarrollada para el caso en que hay al menos 150 mm de material granular compactado debajo de la zapata). Arcilla (cuando la resistencia al corte es menor que 0,5 veces la presión normal)

usando la resistencia al corte medida en ensayos en laboratorio

0,85

usando la resistencia al corte medida en ensayos in situ

0,85

usando la resistencia al corte estimada a partir de datos de ensayos CPT

0,80

Arcilla (cuando la resistencia es mayor que 0,5 veces la presión normal)

0,85

φT

Suelo sobre suelo 1,0

φep Componente de empuje pasivo del suelo de la resistencia al resbalamiento

0,50

Estabilidad global Cuando las propiedades del suelo o la roca y los niveles del agua freática se basan en ensayos en laboratorio o ensayos in situ, las fundaciones superficiales en un talud o próximas a un talud se deberán evaluar para determinar su estabilidad global y resistencia a un modo de falla profundo

0,90


10-17

Tabla 10.5.5-2 - Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia Geotécnica en Pilotes Hincados Cargados Axialmente


Resistencia friccional: Arcilla método α (Tomlinson, 1987) 0,70λv

método β (Esrig y Kirby, 1979, y método de Nordlund aplicado a suelos cohesivos)

0,50λ v

método λ (Vijayvergiya y Focht, 1972) 0,55λ v Resistencia de punta: Arcilla y Roca Arcilla (Skempton, 1951) 0,70λ v Roca (Canadian Geotechnical Society, 1985) 0,50λ v Resistencia friccional y resistencia de punta: Arena Método SPT 0,45λ v Método CPT 0,55λ v Análisis por ecuación de onda asumiendo la resistencia al hincado 0,65λ v

Capacidad de carga última de pilotes hincadosindividuales

Ensayo de carga 0,80λ v Falla en bloque Arcilla 0,65

método α 0,60 método β 0,40 método λ 0,45 método SPT 0,35 método CPT 0,45

Resistencia contra el levantamiento de pilotes hincados individuales

Ensayo de carga 0,80 Arena 0,55 Resistencia contra el

levantamiento de grupos de pilotes hincados Arcilla 0,55

Método para controlar la instalación de los pilotes y verificar su capacidad durante o después del hincado a ser especificado en la documentación técnica

Valor de λv

Fórmulas para hincado de pilotes, por ejemplo, ENR, ecuación sin medición de onda de tensión durante el hincado 0,80

Gráfica de carga obtenida mediante análisis de ecuación de onda sin medición de onda de tensión durante el hincado 0,85

Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes 0,90

Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes y ensayo de carga estática para verificar la capacidad

1,00

Mediciones de onda de tensión en 2% a 5% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes y análisis CAPWAP para verificar la capacidad

1,00

Mediciones de onda de tensión en 10% a 70% de los pilotes, capacidad verificada mediante métodos simplificados, por ejemplo analizador de hincado de pilotes 1,00


10-18

Tabla 10.5.5-3 - Factores de Resistencia para el Estado Límite de Resistencia Geotécnica en Pilotes Perforados Cargados Axialmente


Resistencia lateral en arcilla Método α (Reese y O'Neill, 1988)

0,65

Resistencia de la base en arcilla

Tensión total (Reese y O'Neill, 1988)

0,55

Resistencia lateral en arena Touma y Reese (1974) Meyerhof (1976) Quiros y Reese (1977) Reese y Wright (1977) Reese y O'Neill (1988)

Ver discusión en el Articulo 10.8.3.4

Resistencia de la base en arena

Touma y Reese (1974) Meyerhof (1976) Quiros y Reese (1977) Reese y Wright (1977) Reese y O'Neill (1988)


Resistencia lateral en roca Carter y Kulhawy (1988) 0,55

Horvath y Kenney (1979) 0,65

Resistencia de la base en roca

Canadian Geotechnical Society (1985) 0,50

Método de la presión (Canadian Geotechnical Society, 1985)

0,50

Capacidad de carga última de pilotes perforados individuales

Resistencia lateral y resistencia de la base

Ensayo de carga 0,80

Falla en bloque Arcilla 0,65

Arcilla Método α (Reese y O'Neill, 1988)

0,55

Pilotes perforados con base acampanada (Reese y O'Neill, 1988)

0,50

Arena Touma y Reese (1974) Meyerhof (1976) Quiros y Reese (1977) Reese y Wright (1977) Reese y O'Neill (1988)


Roca Carter y Kulhawy (1988) 0,45

Horvath y Kenney (1979) 0,55

Resistencia contra el levantamiento de pilotes perforados individuales

Ensayo de carga 0,80

Resistencia contra levantamiento de grupos de pilotes perforados

Arena Arcilla

0,55 0,55


10-19

10.6 ZAPATAS 10.6.1 Consideraciones Generales 10.6.1.1 REQUISITOS GENERALES

Los requisitos de este artículo se aplican al diseño de

zapatas aisladas y, cuando corresponda, a las zapatas combinadas. Se deberá prestar particular atención a las zapatas construidas sobre rellenos.

Las zapatas se deberían diseñar de manera que la presión debajo de la zapata sea tan uniforme como sea posible. La distribución de la presión del suelo deberá ser consistente con las propiedades del suelo o la roca y la estructura y con los principios establecidos de la mecánica de suelos y de rocas.

C10.6.1.1 En los rellenos los problemas de capacidad

insuficiente y/o asentamiento excesivos pueden ser significativos, particularmente si se utilizan materiales pobres - es decir blandos, húmedos, congelados o no durables, o si el material no está compactado adecuadamente. El asentamiento de un relleno incorrectamente colocado o compactado alrededor de las pilas de un puente puede provocar un aumento sustancial de las cargas en las zapatas debido a la fuerza de fricción descendente que ejerce el relleno que se asienta sobre la pila, es decir, fricción superficial negativa. Aún los rellenos correctamente colocados y compactados experimentan cierta cantidad de asentamiento o hinchamiento, dependiendo del tipo de material, las condiciones de humedad, el método de colocación y el método y el grado de compactación.

10.6.1.2 PROFUNDIDAD

La profundidad de las zapatas se deberá determinar

considerando la naturaleza de los materiales de fundación y la posibilidad de socavación. Las zapatas ubicadas en cruces sobre cursos de agua se deberán fundar como mínimo a una profundidad de 600 mm por debajo de la máxima profundidad de socavación anticipada como se especifica en el artículo 2.6.4.4.1.

Las zapatas que no están expuestas a la acción de las

corrientes de agua se deberán fundar sobre una fundación firme debajo del nivel de congelamiento o sobre una fundación firme que se haya protegido contra las heladas sobreexcavando el material susceptible a las heladas hasta un nivel debajo de la línea de las heladas y reemplazándolo por material no susceptible a las heladas.

Se debería considerar el uso ya sea de un geotextil o bien de una capa de filtro granular graduado para reducir la susceptibilidad a la tubificación en el rip-rap o relleno detrás de los estribos.

C10.6.1.2 En los casos en los cuales las zapatas se fundan

sobre roca, se debe prestar particular atención al efecto de las voladuras. Cuando se realizan voladuras en formaciones rocosas competentes y altamente resistentes típicamente la roca se fractura hasta cierta profundidad por debajo de la superficie final de la roca. Las voladuras pueden reducir la resistencia a la socavación dentro de la zona de roca inmediatamente debajo de la base de la zapata.

En los Estados Unidos existen considerables diferencias en cuanto a la penetración de las heladas entre diferentes regiones e incluso entre diferentes localidades. Si la protección contra las heladas es marginal o deficiente, se debería considerar el uso de aislantes para mejorar dicha protección contra las heladas.

La evaluación de las fuerzas de filtración y los gradientes hidráulicos es fundamental para el diseño de las excavaciones para las fundaciones que se extienden por debajo del nivel freático. Las fuerzas de filtración ascendentes que actúan en el fondo de las excavaciones pueden provocar tubificación en los suelos granulares densos o levantamiento en los suelos granulares sueltos, y esto puede provocar inestabilidad de la base. Estos problemas se pueden controlar mediante un drenaje adecuado, típicamente utilizando pozos o puntas filtrantes (well points). El drenaje de las excavaciones en suelos granulares sueltos puede provocar el asentamiento del terreno circundante. Si hay estructuras adyacentes que pudieran resultar dañadas por tales


10-20

asentamientos o si el costo del drenaje es demasiado elevado se podrían utilizar métodos para cortar la filtración, tales como tablestacados o muros interceptores.

10.6.1.3 ANCLAJE

Las zapatas que están fundadas sobre superficies de

roca maciza lisas inclinadas y que no están restringidas por medio de una sobrecarga de material resistente se deberán anclar de manera efectiva utilizando anclajes para roca, bulones para roca, clavijas, barras de trabazón u otros medios adecuados.

C10.6.1.3 Las voladuras tienen una elevada probabilidad de

sobreexcavar y/o fragmentar la roca por debajo del nivel de la zapata. En consecuencia, se debería proveer un anclaje efectivo entre la roca y la zapata, como por ejemplo el que proveen los anclajes, los bulones o las barras de trabazón para roca.

10.6.1.4 NIVEL FREÁTICO

Las fundaciones se deberán diseñar considerando el

máximo nivel freático anticipado. Se deben considerar la influencia del nivel freático

sobre la capacidad de carga de los suelos o rocas y sobre los asentamientos de la estructura. Si hay fuerzas de filtración éstas también se deberán incluir en los análisis.

10.6.1.5 LEVANTAMIENTO Cuando las fundaciones están sujetas a

levantamiento, se deberá investigar tanto la resistencia al arrancamiento como la resistencia estructural de las fundaciones.

10.6.1.6 ESTRUCTURAS CERCANAS Cuando las fundaciones se colocan adyacentes a

estructuras existentes se deberá investigar la influencia de las estructuras existentes sobre el comportamiento de la fundación y el efecto de la fundación sobre las estructuras existentes.

10.6.2 Movimiento y Presión de Contacto en el Estado Límite de Servicio

10.6.2.1 REQUISITOS GENERALES

En el estado límite de servicio se deberá investigar el movimiento de las fundaciones tanto en la dirección del asentamiento vertical como en la dirección del desplazamiento lateral.

Se deberá evaluar el desplazamiento lateral de una estructura cuando:

• Hay cargas horizontales o inclinadas,

• La fundación está dispuesta sobre un terraplén inclinado,

• Existe la posibilidad de pérdida de apoyo de la

C10.6.2.1 Las deformaciones elásticas ocurren rápidamente y

por lo general son pequeñas. Normalmente estas deformaciones se desprecian en el diseño. Los cambios de volumen asociados con la reducción del contenido de agua del subsuelo se denominan consolidación; la consolidación se puede estimar y medir. En todos los suelos se produce asentamiento por consolidación. En los suelos no cohesivos la consolidación ocurre rápidamente y en general no se puede distinguir de la deformación elástica. En los suelos cohesivos, tales como las arcillas, la consolidación puede producirse durante un período de tiempo considerable.


10-21

fundación debido a la erosión o socavación, o

• Los estratos portantes tienen una inclinación significativa.

Diferentes cargas pueden afectar significativamente la magnitud de los asentamientos o desplazamientos laterales de los suelos. Para estimar los asentamientos se deberían considerar los siguientes factores:

• Relación entre la carga sostenida o de larga duración y

la carga total,

• Duración de las cargas sostenidas, e

• Intervalo de tiempo durante el cual se produce el asentamiento o el desplazamiento lateral. En los suelos cohesivos los asentamientos por

consolidación dependen del tiempo; en consecuencia, las cargas transitorias tendrán un efecto despreciable. Sin embargo, en los suelos no cohesivos en los cuales la permeabilidad es lo suficientemente elevada, las cargas transitorias pueden producir deformación elástica en el suelo. Debido a que en los suelos sin cohesión la deformación a menudo ocurre durante la construcción, es decir durante la etapa de aplicación de las cargas, la estructura puede acomodar esta deformación en cierta medida, dependiendo del tipo de estructura y el método constructivo utilizado.

En los suelos no cohesivos o granulares, la deformación a menudo ocurre tan pronto como se aplican las cargas. En consecuencia, en los suelos no cohesivos los asentamientos debidos a las cargas transitorias pueden ser significativos y por lo tanto deben ser incluidos en los análisis de asentamiento.

10.6.2.2 CRITERIOS PARA EL MOVIMIENTO 10.6.2.2.1 Requisitos Generales

Se deberán desarrollar criterios para el movimiento

vertical y horizontal que sean consistentes con el tipo y la función de la estructura, su vida de servicio anticipada y las consecuencias de los movimientos inaceptables sobre el comportamiento de la estructura. Los criterios de movimiento admisible se deberán establecer mediante procedimientos empíricos o mediante análisis estructurales, o bien considerando ambos tipos de métodos.

C10.6.2.2.1 La experiencia indica que los puentes pueden

acomodar asentamientos mayores que los que tradicionalmente se permiten o anticipan en el diseño. Este acomodo es acompañado por fluencia lenta, relajación y redistribución de las solicitaciones. Se han realizado algunos estudios para sintetizar la respuesta aparente. Estos estudios indican que en los criterios de asentamiento no se deberían permitir distorsiones angulares entre fundaciones adyacentes mayores que 0,008 en tramos simples ni mayores que 0,004 en tramos continuos (Moulton et al., 1985; Barker et al., 1991). Puede ser necesario adoptar distorsiones angulares límite menores luego de considerar:

• El costo de mitigación mediante fundaciones de mayor

tamaño, realineación y reconstrucción,

• La transitabilidad (rideability),

• Consideraciones estéticas, y


10-22

• Consideraciones de seguridad. 10.6.2.2.2 Cargas

El asentamiento inmediato se deberá determinar

usando la combinación de cargas correspondiente al Estado Límite de Servio I, según se especifica en la Tabla 3.4.1-1. Los asentamientos dependientes del tiempo en los suelos cohesivos se pueden determinar usando sólo las cargas permanentes.

Se deberán investigar los asentamientos provocados por la carga de terraplenes detrás de los estribos del puente.

En las áreas en las cuales hay actividad sísmica se deberán considerar los potenciales asentamientos de las zapatas construidas sobre arena que podrían ocurrir como resultado de las vibraciones inducidas por los movimientos sísmicos.

10.6.2.2.3 Análisis de Asentamientos 10.6.2.2.3a Requisitos Generales

Los asentamientos de las fundaciones se deberían

estimar usando análisis de deformaciones basados en los resultados de ensayos en laboratorio o ensayos in situ. Los parámetros del suelo usados en los análisis se deberían seleccionar de manera que reflejen el historial de carga del terreno, la secuencia de la construcción y el efecto de la estratificación del suelo.

Se deberán considerar tanto los asentamientos totales como los asentamientos diferenciales, incluyendo los efectos dependientes del tiempo.

El asentamiento total, incluyendo el asentamiento elástico, el asentamiento por consolidación y el asentamiento secundario, se puede tomar como:

t e c sS S S S= + + (10.6.2.2.3a-1) donde: Se = asentamiento elástico (mm) Sc = asentamiento por consolidación (mm) Ss = asentamiento secundario (mm)

Cuando corresponda, también se deberían considerar

otros factores que pudieran afectar el asentamiento, como por ejemplo las cargas de terraplenes y las cargas laterales y/o excéntricas y, para las zapatas en suelos granulares, las cargas que originan las vibracionesdebidas a las sobrecargas dinámicas o cargas sísmicas.

La distribución del aumento de la tensión vertical debajo de las zapatas circulares (o cuadradas) y zapatas rectangulares largas, es decir, zapatas en las cuales L > 5B, se puede estimar usando la Figura 1.

C10.6.2.2.3a

El asentamiento inmediato, a veces denominado

asentamiento elástico debido al método que se utilizapara calcularlo, es la deformación instantánea de la masa de suelo que ocurre al cargar el suelo. En los suelos cohesivos prácticamente saturados o saturados, la carga aplicada es inicialmente soportada por la presión del agua intersticial. A medida que la carga aplicada hace que el agua intersticial salga de los vacíos del suelo, la carga se transfiere al esqueleto del suelo. El asentamiento por consolidación es la compresión gradual del esqueleto del suelo a medida que el agua intersticial sale de los vacíos del suelo. El asentamiento secundario ocurre como resultado de la deformación plástica del esqueleto del suelo bajo una tensión efectiva constante.

Los asentamientos inmediatos predominan en los suelos no cohesivos y en los suelos cohesivos insaturados, mientras que los asentamientos por consolidación predominan en los suelos cohesivos de grano fino que tienen un grado de saturación mayor que aproximadamente 80 por ciento. El asentamiento secundario es una consideración fundamental en los suelos altamente plásticos o que contienen depósitos orgánicos.

Para las zapatas en roca el principal componente de deformación es el asentamiento elástico, a menos que la roca o sus discontinuidades exhiban un comportamiento notablemente dependiente del tiempo.

Gifford et al. (1987) presentan lineamientos generales referidos a las condiciones de carga estática. Lam y Martin (1986) presentan lineamientos acerca de las condiciones de carga dinámica/sísmica.

Poulos y Davis (1974) presentan lineamientos sobre la distribución de las tensiones verticales para zapatas de


10-23

Figura 10.6.2.2.3a-1 - Curvas de tensión vertical de Boussinesq para zapatas continuas y zapatas cuadradas, modificadas según Sowers (1979)

otras geometrías. Los métodos utilizados para estimar el asentamiento

de las zapatas en arena incluyen un método integral que considera los efectos de las variaciones del aumento de la tensión vertical. Gifford et al. (1987) presentanlineamientos para la aplicación de estos procedimientos.

10.6.2.2.3b Asentamiento de las Zapatas en Suelos no Cohesivos

Los asentamientos de las zapatas en suelos no

cohesivos se pueden estimar utilizando procedimientos empíricos o la teoría de la elasticidad.

El asentamiento elástico de las zapatas en suelos no

cohesivos se puede estimar utilizando la siguiente expresión:

( )2o

es z

q 1 v AS

E β

⎡ ⎤−⎣ ⎦= (10.6.2.2.3b-1)

donde:

C10.6.2.2.3.b Aunque se recomiendan métodos para determinar el

asentamiento de los suelos no cohesivos, la experiencia indica que los asentamientos pueden variar considerablemente en una obra, y esta variación es imposible de predecir mediante cálculos convencionales.

Los asentamientos de los suelos no cohesivos ocurren esencialmente tan pronto como se carga la fundación. En consecuencia, su importancia para el comportamiento de la mayoría de las estructuras de puentes será pequeña porque los asentamientos ocurren antes de construir los elementos críticos del puente.

Muchos libros de texto y manuales de ingeniería (Terzaghi y Peck, 1967; Sowers, 1979; U.S. Department of the Navy, 1982; Gifford et al., 1987; Tomlinson, 1986; Barker et al., 1991) describen detalladamente estos procedimientos.

Para obtener lineamientos generales para estimar el asentamiento elástico de las zapatas en arena, ver Gifford et a. (1987).

Las distribuciones de tensiones utilizadas para calcular el asentamiento elástico suponen que la zapata es flexible y que está apoyada sobre un estrato de suelo homogéneo de profundidad infinita. El asentamiento debajo de una zapata flexible varía entre un máximo cerca del centro y un mínimo en el borde iguales a aproximadamente 50 por ciento y 64 por ciento del

qo0,08

qo0,06

qo0,005

B

2B

3B

4B

5B

6B

7B

8B

9B

10B

11B

B2B3B4B 2BB 3B 4B

0 0

prof

undi

dad

Zapata infinitamente larga(a)

Zapata cuadrada(b)

prof

undi

dad

BBqo qo

0,8

0,01

B2B3B4B 2BB 3B 4B

B

2B

3B

4B

5B

6B

7B

8B

9B

10B

11B

qo

0,02qo

0,04

q o

qo

qo

0,4

qo0,2qo0,04

qo0,1

qo0,02

qo0,01

qo0,08qo0,1

qo0,20,4qo

B B


10-24

oq = intensidad de la carga (MPa)

A = área de la zapata (mm2)

sE = módulo de Young del suelo, considerado como se especifica en la Tabla 1 en lugar de los resultados de los ensayos en laboratorio (MPa)

zβ = factor de forma considerado como se especifica

en la Tabla 2 (adimensional) v = coeficiente de Poisson, considerado como se

especifica en la Tabla 1 en lugar de los resultados de los ensayos en laboratorio (adimensional)

A menos que Es varíe significativamente con la

profundidad, Es se debería determinar a una profundidad de alrededor de 1/2 a 1/3 de B por debajo de la zapata. Si el módulo del suelo varía significativamente con la profundidad, para Es se puede utilizar un promedio ponderado.

En la Tabla 1 se utiliza la siguiente nomenclatura:

N = resistencia del ensayo de penetración estándar (SPT)

N1 = SPT corregido para considerar la profundidad

uS = resistencia al corte no drenada (MPa)

cq = resistencia del ensayo de penetración de cono (MPa)

máximo en el caso de zapatas rectangulares y circulares, respectivamente. Para las zapatas rígidas se asume que el perfil de asentamiento es uniforme en todo el ancho de la zapata.

Es difícil estimar con precisión el asentamiento elástico, ya que los análisis se basan en un único valor del módulo del suelo. Por lo tanto, para seleccionar un valor apropiado del módulo del suelo, se debería considerar la influencia de la estratificación del suelo, la presencia de un lecho rocoso a baja profundidad y la presencia de zapatas adyacentes.

Para las zapatas con cargas excéntricas el área, A, se debería calcular en base a las dimensiones reducidas de la zapata como se especifica en el Artículo 10.6.3.1.5.


10-25

Tabla 10.6.2.2.3b-1 - Constantes elásticas de diferentes suelos modificadas de acuerdo con el U.S. Department of the Navy (1982) y Bowles (1988)

Rango de valores

típicos

Estimación de Es a partir de N

Tipo de Suelo Módulo de Young, Es

(MPa)

Coeficiente de

Poisson, v (adimensional)

Tipo de suelo

Es (MPa)

Arcilla: Blanda sensible

Medianamente rígida a rígida

Muy rígida

2,4 - 15 15 - 50

50 - 100

0,4 - 0,5 (no drenada)

Limos, limos arenosos, mezclas

levemente cohesivas Arenas limpias finas a medias y

arenas levemente limosas Arenas gruesas y arenas con poca

grava Grava arenosa y gravas

0,4 N1

0,7 N1

1,0 N1

1,1 N1 Loes Limo

15 - 60 2 - 20

0,1 - 0,3 0,3 - 0,35

Grava arenosa y gravas 1,1 N1

Estimación de Es a partir de Su Arena fina: Suelta

Medianamente densa Densa

7,5 - 10 10 - 20 20 - 25

0,25

Arena: Suelta


10 - 25 25 - 50 50 - 75

0,20 - 0,35

0,30 - 0,40

Arcilla blanda sensible Arcilla medianamente rígida a rígida Arcilla muy rígida

400 Su - 1000 Su

1500 Su - 4000 Su

3000 Su - 4000 Su

Estimación de Es a partir de qc Grava: Suelta


25 - 75 75 - 100

100 - 200

0,2 - 0,35

0,3 - 0,4

Suelos arenosos

4 qc

Tabla 10.6.2.2.3b-2 - Factores de forma y rigidez, EPRI (1983)

L/B Flexible, βz (promedio

βz Rígido

Circular 1,04 1,13 1 1,06 1,08 2 1,09 1,10 3 1,13 1,15 5 1,22 1,24

10 1,41 1,41


10-26

10.6.2.2.3c Asentamiento de las Zapatas en Suelos

Cohesivos Para las fundaciones en suelos cohesivos rígidos el

asentamiento elástico se puede determinar usando la Ecuación 10.6.2.2.3b-1.

Para las fundaciones en suelos cohesivos se deberán investigar tanto los asentamientos inmediatos como los asentamientos por consolidación. En las arcillas altamente plásticas y orgánicas, los asentamientos secundarios pueden ser significativos y por lo tanto se deberán incluir en el análisis.

Cuando los resultados de los ensayos realizados en laboratorio se expresan en términos de la relación de vacíos (e), el asentamiento por consolidación de las zapatas en suelos cohesivos saturados o prácticamente saturados se puede considerar como:

• Para suelos inicialmente sobreconsolidados

(es decir, σ'p > σ'o):

( )pc f

c cr co o p

σH σS C log C log

1 e σ σ

⎡ ⎤⎛ ⎞′ ′⎡ ⎤ ⎢ ⎥⎜ ⎟= +⎢ ⎥ ⎢ ⎥⎜ ⎟+ ′ ′⎢ ⎥⎣ ⎦ ⎝ ⎠⎣ ⎦ (10.6.2.2.3c-1)

• Para suelos inicialmente normalmente consolidados

(es decir, σ'p = σ'o):

( )c f

c co p

H σS C log

1 e σ

⎡ ⎤⎛ ⎞′⎡ ⎤ ⎢ ⎥⎜ ⎟= ⎢ ⎥ ⎢ ⎥⎜ ⎟+ ′⎢ ⎥⎣ ⎦ ⎝ ⎠⎣ ⎦ (10.6.2.2.3c-2)

• Para suelos inicialmente subconsolidados

(es decir, σ'p < σ'o):

( )c f

c co pc

H σS C log

1 e σ

⎡ ⎤⎛ ⎞′⎡ ⎤⎢ ⎥⎜ ⎟= ⎢ ⎥⎢ ⎥⎜ ⎟+ ′⎢ ⎥⎣ ⎦ ⎝ ⎠⎣ ⎦

(10.6.2.2.3c-3)

Cuando los resultados de los ensayos realizados en

laboratorio se expresan en términos de la deformación unitaria vertical, εv, el asentamiento por consolidación se puede considerar como:

• Para suelos inicialmente sobreconsolidados

(es decir, σ'p > σ'o):

p fc c re ce

o p

σ σS H C log C log

σ σ

⎡ ⎤⎛ ⎞ ⎛ ⎞′ ′⎢ ⎥⎜ ⎟ ⎜ ⎟= +⎢ ⎥⎜ ⎟ ⎜ ⎟′ ′⎝ ⎠ ⎝ ⎠⎣ ⎦

(10.6.2.2.3c-4)

C10.6.2.2.3c En la práctica la mayoría de las zapatas en suelos

cohesivos están más fundadas en arcillas sobreconsolidadas, y los asentamientos se pueden estimar usando la teoría de la elasticidad (Baguelin et al., 1978) o el método del módulo tangente (Janbu, 1963, 1967). Los asentamientos de las zapatas en arcilla sobreconsolidada generalmente ocurren aproximada-mente un orden de magnitud más rápido que en los suelos sin preconsolidación, y es razonable suponer que ocurren tan pronto como se aplican las cargas. En raras ocasiones un estrato de suelo cohesivo puede exhibir una presión de preconsolidación menor que el valor calculado de la presión debida a la sobrecarga de suelo existente. En estos casos se dice que el suelo está subconsolidado, ya que aún no ha alcanzado un estado de equilibrio bajo la tensión debida a la sobrecarga aplicada. Esta condición puede haber sido provocada por una reciente disminución del nivel freático. En este caso ocurrirá asentamiento por consolidación debido a la carga adicional de la estructura y el asentamiento que está ocurriendo para llegar a un estado de equilibrio. El asentamiento por consolidación total debido a estos dos componentes se puede estimar utilizando las Ecuaciones 3 ó 6.

Para tomar en cuenta la disminución de la tensión a medida que aumenta la profundidad debajo de una zapata y las variaciones de la compresibilidad del suelo en función de la profundidad, el estrato compresible se debería dividir en incrementos verticales (típicamente de 1500 a 3000 mm para la mayoría de las zapatas de ancho normal utilizadas en aplicaciones viales) y se debería analizar separadamente el asentamiento por consolidación de cada incremento. El valor total de Sc es la sumatoria de los Sc para cada incremento.

La magnitud del asentamiento por consolidación depende de las propiedades de consolidación del suelo (es decir, Cc [o bien CcE] y Ccr [o bien CrE], la presión de preconsolidación (σ'p), la tensión efectiva vertical actual (σ'o) y la tensión efectiva vertical final después de la aplicación de cargas adicionales (σ'f). La condición del suelo ilustrada en las Figuras 1 y 2 corresponde a un suelo sobreconsolidado (σ'o < σ'p), es decir un suelo que estuvo cargado previamente por los estratos que yacían sobre él, la disecación, la disminución del nivel del nivel freático, glaciaciones o algún otro proceso geológico. Si σ'o = σ'p el suelo se denomina normalmente consolidado. Debido a que Ccr típicamente es igual a 0,05Cc a 0,10Cc, para poder estimar el asentamiento por consolidación de manera confiable es necesario comprender plenamente el historial de las presiones a las cuales ha estado sometido el depósito de suelo.


10-27

• Para suelos inicialmente normalmente consolidados (es decir, σ'p = σ'o):

fc c ce

p

σS H C log

σ

⎛ ⎞′⎜ ⎟=⎜ ⎟′⎝ ⎠

(10.6.2.2.3c-5)

• Para suelos inicialmente subconsolidados

(es decir, σ'p < σ'o)

fc c ce

pc

σS H C log

σ

⎛ ⎞′⎜ ⎟=⎜ ⎟′⎝ ⎠

(10.6.2.2.3c-6)

donde: Hc = altura del estrato de suelo compresible (mm) eo = relación de vacíos para la tensión efectiva

vertical inicial (adimensional) Ccr = índice de recompresión determinado como se

especifica en la Figura 1 (adimensional) Cc = índice de compresión determinado como se

especifica en la Figura 1 (adimensional) Cce = relación de compresión determinada como se

especifica en la Figura 2 (adimensional) Cre = relación de recompresión determinada como se

especifica en la Figura 2 (adimensional) σ'p = máxima tensión efectiva vertical histórica del

suelo en el intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa)

σ'o = tensión efectiva vertical inicial del suelo en el

intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa)

σ'f = tensión efectiva vertical final del suelo en el

intervalo de profundidad debajo de la zapata (MPa)

σ'pc = tensión efectiva vertical actual del suelo, sin

incluir la tensión adicional debida a las cargas de la zapata (MPa)

La confiabilidad de las estimaciones del asentamiento por consolidación también depende de la calidad de la muestra utilizada para el ensayo de consolidación y de la exactitud con la cual se conocen o estiman los cambios de pσ's en función de la profundidad. Como se ilustra en la Figura C1, la pendiente de la curva e versus log σ'p y la ubicación de σ'p se pueden ver fuertemente afectadas por la calidad de las muestras utilizadas para los ensayos de consolidación en laboratorio. En general, el uso de muestras de baja calidad dará por resultado una sobreestimación del asentamiento por consolidación. Típicamente el valor de σ'p variará con la profundidad como se ilustra en la Figura C2. Si no se conoce la variación de σ'p en función de la profundidad (por ejemplo, si para el perfil del suelo se realizó solamente un ensayo de consolidación), es posible que los asentamientos reales sean mayores o menores que el valor calculado en base a un único valor de σ'p.

Figura C10.6.2.2.3c-1 - Influencia de la calidad de la muestra sobre la consolidación, Holtz y Kovacs (1981)

Curva de laboratorio para muestra de baja calidad

Tensión efectiva de consolidación, σ' (escala log)vc

Rel

ació

n de

vac

íos,

e σ' in situp

σ' de una muestra de alta calidad

p

σ'oeo

Rango de σ' de una muestra de baja calidad

Curva de laboratorio paramuestra de alta calidad

Curva in situ


10-28

Figura 10.6.2.2.3c-1 - Típica curva de compresión por consolidación para suelo sobreconsolidado - Relación de vacíos en función de la tensión efectiva vertical, EPRI (1983)

Figura 10.6.2.2.3c-2 - Típica curva de compresión por consolidación para suelo sobreconsolidado - Deformación específica vertical en función de la tensión efectiva vertical, EPRI (1983)

Si el ancho de la zapata es pequeño con relación al

espesor del suelo compresible se deberá considerar el efecto de la carga tridimensional, el cual se puede tomar como:

( ) ( )cc 3 D c 1 DS µ S− −= (10.6.2.2.3c-7)

cµ = factor de reducción tomado como se especifica

en la Figura 3 (adimensional) Sc(1-D) = asentamiento por consolidación unidimensional

(mm)

Figura C10.6.2.2.3c-2 - Típica variación de la presión de preconsolidación en función de la profundidad, Holtz y Kovacs (1981)

La altura del recorrido de drenaje es la mayor

distancia entre cualquier punto de un estrato compresible y un estrato con drenaje en la parte superior y/o inferior de la unidad de suelo compresible. Cuando un estrato compresible está ubicado entre dos estratos de drenaje, Hd es igual a la mitad de la altura real del estrato. Cuando un estrato compresible está adyacente a un único estrato de drenaje, Hd es igual a la altura real del estrato.

Los cálculos para predecir la velocidad de consolidación en base a resultados de ensayos en laboratorio generalmente tienden a sobreestimar el tiempo real requerido para que la consolidación ocurra in situ. Esta sobreestimación se debe principalmente a:

• La presencia de estratos de drenaje de poco espesor

dentro del estrato compresible que no fueron observados durante la exploración del suelo o no se consideraron en el cálculo del asentamiento;

• Los efectos de la disipación tridimensional de las presiones del agua intersticial in situ, antes que la disipación unidimensional que imponen los ensayos de consolidación en laboratorio y que se suponen en los análisis; y

• Los efectos de la alteración de las muestras, que tiende a reducir la permeabilidad de las muestras ensayadas en laboratorio.

∆σ

σ'fef

ep

eo σ'pσ'o

C

Ccr

c

Rel

ació

n de

vac

íos,

e

Tensión efectiva vertical, σ' (escala logarítmica)

∆σ

σ'f

σ'pσ'o

εvp

εvoc rε

ccε

εvf

Tensión efectiva vertical, σ' (escala logarítmica)

Def

orm

aci ó

n un

it ari a

ver

t ical

, εv

Rango de σ' de ensayos con odómetro en laboratorio

p

Arena limosa

Arena limosa

σ'vo

σ' , σ' (MPa)o p

0

5

10

0,05 0,10 0,15

Prof

undi

dad

(m)

Arcilla limosa grisblanda sensible:vetas de conchillasy arenaPt 15W 50% prom.a


10-29

Figura 10.6.2.2.3c-3 - Factor de reducción para considerar los efectos del asentamiento por consolidación tridimensional, EPRI (1983)

El tiempo (t) necesario para alcanzar un porcentaje

determinado del asentamiento por consolidación unidimensional estimado se puede tomar como:

2

d

v

THt

c= (10.6.2.2.3c-8)

donde:

T = factor de tiempo que se toma como se

especifica en la Figura 4 (adimensional) Hd = altura del recorrido de drenaje más largo en un

estrato de suelo compresible (mm) cv = coeficiente que se toma de los resultados de

ensayos de consolidación realizados en laboratorio sobre muestras de suelo inalterado o de mediciones in situ utilizando dispositivos tales como una sonda o un cono piezométrico (mm2/año)

El asentamiento secundario de las zapatas en suelos

cohesivos se puede tomar como:

2s ae c

1

tS C H log

t⎛ ⎞

= ⎜ ⎟⎝ ⎠

(10.6.2.2.3c-9)

donde: t1 = tiempo en el cual comienza el asentamiento

secundario, típicamente en un tiempo equivalente al 90 por ciento del grado de consolidación promedio (años)

t2 = tiempo arbitrario que puede representar la vida de

Winterkorn y Fang (1975) presentan valores de T y

otras distribuciones de las presiones en exceso.

El asentamiento secundario se produce como resultado del reajuste continuo del esqueleto del suelo bajo cargas sostenidas. El asentamiento secundario es más importante para las arcillas altamente plásticas y los suelos orgánicos y micáceos. Aún no se comprende totalmente el mecanismo de los asentamientos secundarios, particularmente en el caso de las arcillas altamente plásticas y orgánicas. En consecuencia, los asentamientos secundarios calculados se deben considerar exclusivamente como estimaciones aproximadas.

B

arcilla

0,2

H

c

0

0,5

1,01 5 10 15

Fact

or d

e re

ducc

ión,

µ

Relación de sobreconsolidación, σ' / σ'

cB / H = 1

p o

4

c


10-30

servicio de la estructura (años) Cae = coeficiente estimado a partir de los resultados de

ensayos de consolidación realizados en laboratorio sobre muestras de suelo inalteradas (adimensional).

Figura 10.6.2.2.3c-4 - Porcentaje de consolidación en función del factor de tiempo, T, EPRI (1983

10.6.2.2.3d - Asentamiento de las Zapatas en Roca Para las zapatas en roca competente, diseñadas de

acuerdo con el Artículo 10.6.3.2.2, generalmente se puede asumir que los asentamientos elásticos son menores que 15 mm. Si los asentamientos elásticos de esta magnitud no son aceptables o si la roca no es competente se deberá realizar un análisis del asentamiento en base a las características de la masa de roca.

Si la roca está fisurada o triturada y no se satisfacen los criterios para determinar que la roca es competente, en el análisis del asentamiento se deberán considerar la influencia del tipo de roca, el estado de las discontinuidades y el grado de meteorización.

El asentamiento elástico de las zapatas en roca fisurada o triturada se puede tomar como:

• Para zapatas circulares (o cuadradas):

( ) p2o

m

r lρ q 1 v

E= − (10.6.2.2.3d-1)

donde:

( )

pz

πl

β= (10.6.2.2.3d-2)

• Para zapatas rectangulares:

C10.6.2.2.3d En la mayoría de los casos alcanza con determinar el

asentamiento usando la presión media debajo de la zapata.

Cuando las fundaciones están sujetas a una carga muy elevada o cuando la tolerancia para el asentamiento es muy pequeña, el asentamiento de las zapatas en roca se puede estimar utilizando la teoría de la elasticidad. En estos análisis se debería emplear la rigidez de la masa de roca.

La precisión con la cual se pueden estimar los asentamientos utilizando la teoría de la elasticidad depende de la precisión del módulo de elasticidad estimado para la masa de roca, Em. En algunos casos el valor de Em se puede estimar mediante correlación empírica con el valor del módulo de elasticidad de la roca intacta entre fisuras. Si las condiciones de la masa de roca son inusuales o pobres puede ser necesario determinar su módulo de elasticidad a partir de ensayos in situ, tales como ensayos con placa de carga y ensayos presiométricos.

Factor de tiempo, T

∆u inicial

Por

cent

aje

de c

onso

lidac

ión,

U

100

80

60

40

20

00,001 0,01 0,1 1

o


10-31

( ) p2o

m

B lρ q 1 v

E= − (10.6.2.2.3d-3)

donde:

( )1 2

pz

L /Bl

β= (10.6.2.2.3d-4)

donde: qo = tensión vertical en la base del área cargada (MPa) v = coeficiente de Poisson (adimensional) r = radio de una zapata circular o B/2 en el caso de las

zapatas cuadradas (mm) lp = coeficiente de influencia que toma en cuenta la

rigidez y las dimensiones de la zapata (adimensional)

Em = módulo de la masa de roca (MPa) βz = factor que toma en cuenta la geometría y la rigidez

de la zapata (adimensional) Para las zapatas rígidas los valores de Ip se pueden

calcular usando los valores de βz indicados en la Tabla 10.6.2.2.3b-2. Si no hay resultados de ensayos disponibles, para los tipos de roca habituales los valores del coeficiente de Poisson, v, se pueden tomar como se indica en la Tabla 1. La determinación del módulo de la masa de roca, Em, se debería basar en resultados de ensayos in situ y en laboratorio. Alternativamente, los valores de Em se pueden estimar multiplicando el módulo de elasticidad de la roca intacta, Eo, obtenido mediante ensayos de compresión uniaxial por un factor de reducción, αE, que toma en cuenta la frecuencia de las discontinuidades según el RQD (designación de la calidad de la roca, según sus siglas en inglés), usando la siguiente relación (Gardner, 1987):

m E oE α E= (10.6.2.2.3d-5)

donde: Eα 0,0231 (RQD) 1,32 0,15= − ≥ (10.6.2.2.3d-6) Para el diseño preliminar o cuando es imposible obtener datos de ensayos específicos del predio, se pueden utilizar diferentes lineamientos para estimar los valores de Eo, tales como los que se indican en la Tabla 2. Para los análisis preliminares o para el diseño final en aquellos


10-32

casos en los cuales no hay resultados de ensayos in situ disponibles, para estimar Em se debería utilizar un valor αE = 0,15.

La magnitud de los asentamientos por consolidación y secundarios en las masas rocosas que contienen vetas blandas u otros materiales con características de asentamiento dependientes del tiempo se puede estimar aplicando los procedimientos especificados en el Artículo 10.6.2.2.3c.

Tabla 10.6.2.2.3d-1 - Coeficiente de Poisson para rocas intactas, modificado según Kulhawy (1978)

Coeficiente de Poisson, v

Tipo de roca No. de valores

No. de tipos de roca Máximo Mínimo Promedio Desviación

estándar

Granito 22 22 0,39 0,09 0,20 0,08

Gabro 3 3 0,20 0,16 0,18 0,02

Diabasa 6 6 0,38 0,20 0,29 0,06

Basalto 11 11 0,32 0,16 0,23 0,05

Cuarcita 6 6 0,22 0,08 0,14 0,05

Mármol 5 5 0,40 0,17 0,28 0,08

Gneis 11 11 0,40 0,09 0,22 0,09

Esquisto 12 11 0,31 0,02 0,12 0,08

Arenisca 12 9 0,46 0,08 0,20 0,11

Limonita 3 3 0,23 0,09 0,18 0,06

Lutita 3 3 0,18 0,03 0,09 0,06

Caliza 19 19 0,33 0,12 0,23 0,06

Dolostona 5 5 0,35 0,14 0,29 0,08


10-33

Tabla 10.6.2.2.3d-2 - Módulos de elasticidad para rocas intactas, modificados según Kulhawy (1978)

Módulo de Elasticidad, Eo (MPa x 103)

Tipo de roca No. de valores

No. de tipos de roca Máximo Mínimo Promedio Desviación

estándar

Granito 26 26 100 6.41 52,7 3,55

Diorita 3 3 112 17.1 51,4 6,19

Gabro 3 3 84,1 67.6 75,8 0,97

Diabasa 7 7 104 69,0 88,3 1.78

Basalto 12 12 84,1 29,0 56,1 2,60

Cuarcita 7 7 88,3 36,5 66,1 2,32

Mármol 14 13 73,8 4,00 42,6 2,49

Gneiss 13 13 82,1 28,5 61,1 2,31

Pizarra 11 2 26,1 2,41 9,58 0,96

Esquisto 13 12 69,0 5,93 34,3 3,18

Filita 3 3 17,3 8,62 11,8 0,57

Arenisca 27 19 39,2 0,62 14,7 1,19

Limonita 5 5 32,8 2,62 16,5 1,65

Lutita 30 14 38,6 0,007 9,79 1,45

Caliza 30 30 89,6 4,48 39,3 3,73

Dolostona 17 16 78,6 5,72 29,1 3,44

10.6.2.2.4 Pérdida de Estabilidad Global

Se deberá investigar la estabilidad global en el estado

límite de servicio utilizando los requisitos del Artículo 3.4.1.

C10.6.2.2.4 Se pueden emplear métodos o análisis de equilibrio

que utilicen el método de análisis de estabilidad de taludes de Bishop modificado, de Janbu simplificado, de Spencer u otro de aceptación generalizada.

La investigación de la estabilidad global es particularmente importante para las fundaciones ubicadas próximas a:

• Un talud natural o sobre terreno inclinado,

• Un terraplén o una excavación,

• Un cuerpo de agua,


10-34

• Una mina, o

• Un muro de sostenimiento.

El modo de falla será determinado por las condiciones del suelo en la proximidad de la zapata.

Cuando las condiciones del suelo son relativamente homogéneas y estas condiciones se extienden debajo de la zapata, la superficie de falla crítica probablemente será circular. Cuando las condiciones subsuperficiales incluyen una zona o estrato particularmente débil o una superficie rocosa inclinada a poca profundidad, la superficie de falla crítica probablemente será plana. En muchos casos es necesario analizar ambos modos de falla para determinar cuál es el modo de falla más crítico.

Aunque la estabilidad global sea satisfactoria, puede ser necesario realizar exploraciones, ensayos y análisis especiales para los estribos de puentes o muros de sostenimiento construidos sobre suelos blandos si la consolidación y/o el estrechamiento lateral de los suelos blandos pueden provocar un asentamiento a largo plazo inaceptable o el movimiento lateral de los estribos.

10.6.2.3 PRESIÓN DE CONTACTO PARA EL ESTADO

LÍMITE DE SERVICIO 10.6.2.3.1 Valores presuntos para la presión de contacto

El uso de valores presuntos se deberá basar en el

conocimiento de las condiciones geológicas en el predio del puente o en el área próxima al predio del puente.

C10.6.2.3.1 A menos que haya disponibles datos regionales más

relevantes, se pueden utilizar los valores presuntos indicados en la Tabla C1. Estos valores representan presiones de contacto admisibles y se aplican solamente en el estado límite de servicio.


10-35

Tabla C10.6.2.3.1-1 - Presiones de contacto admisibles presuntas para zapatas en el Estado Límite de Servicio (Modificadas de acuerdo con el U.S. Department of the Navy, 1982)

PRESIÓN DE CONTACTO (MPa)

TIPO DE MATERIAL DE APOYO CONSISTENCIA IN SITU Rango normal Valor de uso

recomendado

Roca cristalina ígnea y metamórfica maciza: grafito, diorita, basalto, gneis, conglomerado bien cementado (la condición "sana" permite fisuras menores)

Roca muy dura sana 5,7 a 9,6 7,7

Roca metamórfica foliada: lutita, esquisto (la condición "sana" permite fisuras menores)

Roca dura sana 2,9 a 3,8 3,4

Roca sedimentaria: lutitas duras cementadas, limonita, arenisca, caliza sin cavidades

Roca dura sana 1,4 a 2,4 1,9

Lecho rocoso meteorizado o fisurado de cualquier tipo, excepto rocas fuertemente arcillosas (lutita)

Roca de dureza media 0,77 a 1,1 0,96

Lutita compactada u otra roca fuertemente arcillosa en condición sana

Roca de dureza media 0,77 a 1,1 0,96

Mezcla bien graduada de suelos granulares finos y gruesos: till glacial, tosca, morena (GW-GC, GC, SC)

Muy densa 0,77 a 1,1 0,96

Grava, mezcla de grava y arena, mezclas de grava y canto rodado (GW, GP, SW, SP)

Muy densa Medianamente densa a densa Suelta

0.57 a 0,96 0,38 a 0,67 0,19 a 0,57

0,67 0,48 0,29

Arena gruesa a media y con poca grava (SW, SP)


0,38 a 0,57 0,19 a 0,38

0,096 a 0,29

0,38 0,29 0,14

Arena fina a media, arena media a gruesa limosa o arcillosa (SW, SM, SC)


0,29 a 0,48 0,19 a 0,38

0,096 a 0,19

0,29 0,24 0,22

Arena fina, arena media a fina limosa o arcillosa (SP, SM, SC)


0,29 a 0,48 0,19 a 0,38

0,096 a 0,19

0,29 0,24 0,22

Arcilla inorgánica homogénea, arcilla arenosa o limosa (CL, CH)

Muy rígida a dura Medianamente rígida a rígida Blanda

0,29 a 0,57 0,096 a 0,29

0,048 a 0,096

0,38 0,19

0,048

Limo inorgánico, limo arenoso o arcilloso, limo-arcilla-arena fina estratificados (ML, MH)

Muy rígida a dura Medianamente rígida a rígida Blanda

0,19 a 0,38 0,096 a 0,029 0,048 a 0,096

0,29 0,14

0,048


10-36

10.6.2.3.2 Procedimientos Semiempíricos para

Determinar la Presión de Contacto La presión de contacto de la roca se puede determinar

usando una correlación empírica con el RQD o el Sistema de Clasificación Geomecánico de las Masas de Roca, RMR, o bien el Sistema de Clasificación de las Masas Rocosas del Instituto Geotécnico Noruego, NGI. Al utilizar estos procedimientos semiempíricos se deberá tomar en cuenta la experiencia local.

Si el valor de la presión de contacto admisible recomendado es mayor ya sea que la resistencia a la compresión no confinada de la roca o que la tensión admisible del hormigón, la presión de contacto admisible se deberá tomar como el menor valor entre la resistencia a la compresión no confinada de la roca y la tensión admisible del hormigón. La tensión admisible del hormigón se puede tomar como 0,3f'c,

C10.6.2.3.2 La correlación empírica indicada en la Tabla C1 se

puede utilizar para estimar la presión de contacto admisible para las zapatas en roca competente (Peck et al., 1974). El valor del RQD de la Tabla C1 se debe tomar como el RQD promedio de la roca en una profundidad B debajo de la base de la zapata.

Tabla C10.6.2.3.2-1 - Presiones de Contacto Admisibles de las Rocas - Estado Límite de Servicio (de acuerdo con Peck et al., 1974)

RQD Presión de Contacto Admisible (MPa)

100 28,7 90 19,2 75 11,5 50 6,23 25 2,87 0 0,96

10.6.3 Resistencia en el Estado Límite de

Resistencia

10.6.3.1 CAPACIDAD DE CARGA DE LOS SUELOS DEBAJO DE LAS ZAPATAS

10.6.3.1.1 Requisitos Generales

La capacidad de carga se deberá determinar en base a la altura más elevada que se anticipa alcanzará el nivel freático en la ubicación de la zapata.

La capacidad de carga mayorada, qR, en el estado límite de resistencia se deberá tomar como:

Rq φ= nq φ= ultq (10.6.3.1.1-1)

donde:

φ = factor de resistencia especificado en el Artículo

C10.6.3.1.1 La posición de la napa freática puede afectar

significativamente la capacidad de carga de los suelos, ya que afecta la resistencia al corte y la densidad de los suelos de fundación. En general, cuando un suelo está sumergido disminuye la resistencia efectiva al corte si se trata de materiales no cohesivos (o granulares), y además disminuye la resistencia a largo plazo (condición drenada) si se trata de suelos arcillosos. Por otra parte, las densidades de los suelos sumergidos son aproximadamente iguales a la mitad de las densidades correspondientes a los mismos suelos bajo condiciones secas. Por lo tanto, cuando un suelo se sumerge puede ocurrir una significativa reducción de la capacidad de


10-37

10.5.5 qn = qult = capacidad de carga en apoyo nominal (MPa)

Cuando las cargas son excéntricas, en todas las ecuaciones, tablas y figuras referentes a la capacidad de carga en lugar de las dimensiones globales L y B se deberán utilizar las dimensiones efectivas de la zapata L' y B' como se especifica en el Artículo 10.6.3.1.5

carga, y es fundamental analizar la capacidad de carga usando la hipótesis de la altura más elevada que se anticipa alcanzará el nivel freático durante la vida de servicio de la estructura.

La confiabilidad de las estimaciones de la capacidad de carga depende en gran medida de la precisión con la cual se determinan los parámetros del suelo tales como la resistencia al corte no drenada o el ángulo de fricción interna. En consecuencia, los valores de los factores de resistencia varían dependiendo del método mediante el cual se determina la resistencia del suelo, tal como se indica en la Tabla 10.5.5-1.

10.6.3.1.2 Estimación Teórica 10.6.3.1.2a Requisitos Generales

La capacidad de carga nominal se deberá estimar en

base a los parámetros del suelo utilizando teorías reconocidas de la mecánica de suelos. Los parámetros del suelo usados en los análisis deberán ser representativos de la resistencia al corte del suelo bajo las condiciones subsuperficiales y de carga consideradas.

La capacidad de carga nominal de las zapatas en suelos no cohesivos se deberá evaluar empleando análisis de tensiones efectivas y parámetros de resistencia correspondientes al suelo en condición drenada.

La capacidad de carga nominal de las zapatas en suelos cohesivos se deberá evaluar empleando análisis de tensiones totales y parámetros de resistencia correspondientes al suelo en condición no drenada. En aquellos casos en los cuales los suelos cohesivos pudieran ablandarse y perder resistencia en función del tiempo, la capacidad de carga de los suelos también se deberá evaluar para las condiciones de carga permanente usando análisis de tensiones efectivas y parámetros de resistencia correspondientes al suelo en condición drenada.

Para las zapatas en suelos compactados, la capacidad de carga nominal se deberá evaluar utilizando análisis de tensiones totales o efectivas, cualquiera que sea el que resulte más crítico.

Cuando sea necesario estimar la capacidad de carga nominal de suelos cohesivos (tales como las arcillas) y de suelos compactados mediante análisis de tensiones efectivas se deberá aplicar la Ecuación 10.6.3.1.2c-1.

Si es posible que ocurra una falla por corte localizado o punzonamiento, la capacidad de carga nominal se podrá estimar usando los parámetros de resistencia al corte reducidos c* y φ* en las Ecuaciones 10.6.3.1.2b-1 y 10.6.3.1.2c-1. Los parámetros de corte reducidos se pueden adoptar como:

c* = 0,67c (10.6.3.1.2a-1)

C10.6.3.1.2a En la Figura C1 se ilustran los tres modos de falla por

corte (corte generalizado, corte localizado y punzonamiento).

Figura C10.6.3.1.2a-1 - Modos de falla relacionados con la capacidad de carga para zapatas en suelo, Vesic (1963)

Carga

Ase

ntam

ient

o

Ensayo a mayorprofundidad

Ensayo en superficie

B

Zapata

a.) Corte generalizado

B

b.) Corte localizado

B

c.) Punzonamiento

Zapata

Carga

Carga

Ase

ntam

ient

oAs

enta

mie

nto

Zapata


10-38

φ* = tan-1 (0,67 tan φ) (10.6.3.1.2a-2)

donde:

c* = cohesión del suelo correspondiente a la tensión

efectiva reducida para corte por punzonamiento (MPa)

φ* = ángulo de fricción interna del suelo

correspondiente a la tensión efectiva reducida para corte por punzonamiento (DEG)

Si el perfil del suelo contiene un segundo estrato de

suelo cuyas propiedades diferentes afectan la resistencia al corte a una distancia debajo de la zapata menor que HCRIT, la capacidad de carga del sistema de suelos se deberá determinar usando los requisitos para sistemas de suelos de dos capas indicados en el presente documento. La distancia HCRIT se puede tomar como:

1

2CRIT

q3B Inq

HB2 1L

⎛ ⎞⎜ ⎟⎝ ⎠=

⎡ ⎤+⎢ ⎥⎣ ⎦

(10.6.3.1.2a-3)

q1 = capacidad de carga última de una zapata

apoyada en el estrato superior de un sistema de dos capas, suponiendo que el estrato superior es infinitamente grueso (MPa)

q2 = capacidad de carga última de una zapata ficticia

que tiene el mismo tamaño y geometría que la zapata real pero que está apoyada en la superficie del segundo estrato (estrato inferior) de un sistema de dos capas (MPa)

B = ancho de la zapata (mm) L = longitud de la zapata (mm)

Siempre que sea posible se deben evitar las zapatas

con bases inclinadas. Cuando no se pueda evitar el uso de una zapata con base inclinada, la capacidad de carga nominal determinada de acuerdo con los requisitos de la presente se deberán reducir adicionalmente utilizando las correcciones para zapatas con base inclinada disponibles en la literatura.

Las fallas por corte generalizado se caracterizan por una superficie de falla bien definida que se extiende hasta la superficie del terreno y son acompañadas por una rotación e inclinación súbita de la zapata y el abultamiento del suelo a ambos lados de la zapata. Las fallas por corte generalizado se producen en suelos relativamente incompresibles y en arcillas normalmente consolidadas saturadas cuando están cargadas en condición no drenada. Las fallas por corte localizado se caracterizan por una superficie de falla similar a las correspondientes a las fallas por corte generalizado pero que no se prolonga hasta la superficie del terreno sino que termina en algún punto del suelo debajo de la zapata. Las fallas por corte localizado son acompañadas por la compresión vertical del suelo debajo de la zapata y el abultamiento visible del suelo adyacente a la zapata, pero no por la rotación o inclinación súbita de la zapata. La falla por corte localizado es una condición de transición entre la falla por corte generalizado y la falla por punzonamiento. Las fallas por punzonamiento se caracterizan por la presencia de corte vertical alrededor del perímetro de la zapata y son acompañadas por un movimiento vertical de la zapata y la compresión del suelo inmediatamente debajo de la zapata, pero no afectan el suelo fuera del área cargada. Las fallas por punzonamiento ocurren en suelos sueltos o compresibles, en suelos débiles bajo condiciones de carga lenta (drenada) y en arenas densas en el caso de zapatas profundas solicitadas por cargas elevadas.

El modo de falla para cada zapata en particular depende fundamentalmente de la compresibilidad del suelo y de la profundidad de la zapata. En la Figura C2 se ilustra la relación entre la profundidad de una zapata, el modo de falla y la densidad relativa para el caso de zapatas en arena.


10-39

Figura C10.6.3.1.2a-2 - Modos de falla relacionados con la capacidad de carga - Zapatas en arena

Se han realizado algunos esfuerzos intentando

modificar la ecuación general para la capacidad de carga de manera que considere la compresibilidad del suelo mediante factores de rigidez determinados en base a un índice de rigidez. El índice de rigidez es un parámetro que relaciona el módulo de corte del suelo con la resistencia y la tensión vertical y que se puede utilizar para predecir el modo de falla. Sin embargo, las investigaciones realizadas por Ismael y Vesic' (1981) indican que esta técnica es excesivamente conservadora para las zapatas profundas, y que el enfoque de Terzaghi consistente a utilizar parámetros reducidos para la resistencia al corte es bastante precisa o ligeramente conservadora.

La capacidad de carga de las zapatas en suelo se debería evaluar utilizando para la resistencia al corte del suelo parámetros representativos de la resistencia al corte del suelo bajo las condiciones de carga que se están analizando. La capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos granulares se debería evaluar tanto para condiciones de carga permanente como para condiciones de sobrecargas de corta duración utilizando métodos de análisis en base a tensiones efectivas y los parámetros de resistencia al corte correspondientes al suelo drenado. La capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos cohesivos se debería evaluar para

B*= B para zapatas cuadradas o circulares

Punzonamiento

Corte Generalizado

LB

Df

Q

B*= BL/2(B+L) para zapatas rectangulares

Prof

undi

dad

rela

tiva

de la

zap

ata,

D /

B*

Corte Localizado

f

Densidad relativa de la arena, Dr0 0,2

2

4

5

3

0,2 0,6 0,8 1,0

1


10-40

condiciones de sobrecargas de corta duración utilizando métodos de análisis en base a tensiones totales y los parámetros de resistencia al corte correspondientes al suelo no drenado. Además, la capacidad de carga de las zapatas apoyadas en suelos cohesivos, los cuales podrían ablandarse y perder resistencia con el paso del tiempo, se debería evaluar para condiciones de carga permanente utilizando métodos de análisis en base a tensiones efectivas y los parámetros de resistencia al corte correspondientes al suelo drenado.

10.6.3.1.2b Arcillas Saturadas

La capacidad de carga nominal de un estrato de arcilla

saturada, en MPa, determinada a partir de la resistencia al corte no drenada, se puede tomar como:

9

ult cm f qmq cN gγD N 10−= + × (10.6.3.1.2b-1)

donde:

c = Su = resistencia al corte no drenada (MPa) Ncm, Nqm = factores de capacidad de carga modificados

que dependen de la geometría de la zapata, la profundidad embebida, la compresibilidad del suelo y la inclinación de las cargas (adimensionales)

γ = densidad total (húmeda) de la arcilla (kg/m3) Df = profundidad de empotramiento considerada

hasta el fondo de la zapata (mm)

Los factores de capacidad de carga, Ncm y Nqm, se pueden tomar como:

• Para fD /B 2,5≤ ; B /L 1≤ y H/ V 0,4≤

Ncm = ( ) ( )c fN 1 0,2 D /B 1 0,2 B /L⎡ ⎤ ⎡ ⎤+ +⎣ ⎦ ⎣ ⎦

( )1 1,3 H/ V⎡ ⎤−⎣ ⎦ (10.6.3.1.2b-2)

• Para fD /B 2,5> y H/ V 0,4≤

Ncm = ( ) ( )cN 1 0,2 B /L 1 1,3 H/ V⎡ ⎤ ⎡ ⎤+ −⎣ ⎦ ⎣ ⎦ (10.6.3.1.2b-3) Nc = 5,0 para utilizar en la Ecuación 2 en suelo

relativamente plano = 7,5 para utilizar en la Ecuación 3 en suelo

relativamente plano = Ncq de la Figura 1 para zapatas sobre terreno

inclinado o adyacentes a terreno inclinado

C10.6.3.1.2b


10-41

Nqm = 1,0 para arcilla saturada y terreno relativamente

plano = 0,0 para zapatas sobre terreno inclinado o

adyacentes a terreno inclinado En la Figura 1 el número de estabilidad, Ns, se deberá

tomar como:

• Para B < Hs Ns = 0 (10.6.3.1.2b-4)

• Para B ≥ Hs Ns = [ ] 9

sgγH / c 10−× (10.6.3.1.2b-5)

donde: B = ancho de la zapata (mm)

L = longitud de la zapata (mm) H = carga horizontal no mayorada (N) Hs = altura de la masa de terreno inclinado (mm) V = carga vertical no mayorada (N)


10-42

Figura 10.6.3.1.2b-1 - Factores de capacidad de carga modificados para zapatas en suelos cohesivos y sobre o adyacentes a terreno inclinado (Meyerhof, 1957)

Bowles (1988) presenta un enfoque numérico racional para determinar un factor de capacidad de carga modificado, Ncq, para zapatas sobre o cerca de una pendiente.

Cuando una zapata apoyada en un sistema formado por dos estratos de suelo cohesivo está sujeta a una condición de carga no drenada, la capacidad de carga nominal puede ser determinada usando la Ecuación 1 con las siguientes interpretaciones:

c1 = resistencia al corte no drenada del estrato de

suelo superior como se ilustra en la Figura 2 (MPa)

Ncm = Nm, un factor de capacidad de carga como se

especifica a continuación (adimensional)

Vesic' (1970) desarrolló una solución rigurosa para el factor de capacidad de carga modificado, Nm, para el caso de un estrato de arcilla blanda sobre un estrato de arcilla dura. Esta solución está dada por la siguiente expresión:

( )( )( )

* *c c m

m * *c m c

k N N β 1 AN

B C k N β 1 N 1

+ −=

− + − + (C10.6.3.1.2b-1)

donde:

10 2 3 4 5 6

1

2

3

4

5

6

7

8

5,53

4

90º30º 60º

90º

0º

30º 60º

90º60º

30º

0º90º

60º30º

0º

0º 2

0

N = 0

Prof./Ancho de la zapataD / B = 0D / B = 1f

f

Factor de estabil.del talud Ns

60º40º20º0 80º5,53

0

0

12

3

4

5

2

4

6

0

Distancia desde la zapata hasta el borde del talud b/B (para N = 0) o b/H (para N > 0)

s s

Fact

or d

e ca

paci

dad

de c

arga

N

cq

sHfD

B

sHi

fDB

b

i

Prof./Ancho de la zapataD / B = 0D / B = 1f

f

Factor de estabil.del talud Ns

Fact

or d

e ca

paci

dad

de c

arga

N

cq

Pendiente i

s

Inclinación de la pendiente i


10-43

Nqm = 1,0 (adimensional) Cuando el estrato de apoyo yace sobre un suelo

cohesivo más rígido Nm se puede tomar como se especifica en la Figura 3.

Cuando el estrato de apoyo yace sobre un suelo cohesivo más blando Nm se puede tomar como:

m c c c cm

1N k s N s Nβ

⎛ ⎞= + ≤⎜ ⎟

⎝ ⎠ (10.6.3.1.2b-6)

donde:

( )ms2

BLβ2 B L H

=+

(10.6.3.1.2b-7)

k = c2/c1 c1 = resistencia al corte del estrato de suelo superior

(MPa) c2 = resistencia al corte del estrato de suelo inferior

(MPa) Hs2 = distancia desde el fondo de la zapata hasta la

parte superior del segundo estrato de suelo (mm)

sc = 1,0 para zapatas continuas

= qm

c

NB1L N

⎛ ⎞+ ⎜ ⎟

⎝ ⎠ para zapatas rectangulares con

L < 5B (10.6.3.1.2b-8) donde:

Nc = factor de capacidad de carga determinado de

acuerdo con la presente (adimensional) Nqm = factor de capacidad de carga determinado de

acuerdo con la presente Cuando un sistema formado por dos estratos de suelo

cohesivo está sujeto a una condición de carga drenada, la capacidad de carga nominal se deberá determinar usando la Ecuación 10.6.3.1.2c-4.

( ) ( )*2 *c m cA k 1 N 1 k β N 1⎡ ⎤= + + + −⎣ ⎦ (C10.6.3.1.2b-2)

( ) *

c mB k k 1 N k β 1⎡ ⎤= + + + −⎣ ⎦ (C10.6.3.1.2b-3)

( )* *c m c mC N β N β 1⎡ ⎤= + + −⎣ ⎦ (C10.6.3.1.2b-4)

• Para zapatas circulares o cuadradas:

mBβ4H

= (C10.6.3.1.2b-5)

*

cN 6,17=

• Para zapatas corridas:

mBβ2H

= (C10.6.3.1.2b-6)

*

cN 5,14= βm se conoce como el índice de punzonamiento.


10-44

Figura 10.6.3.1.2b-2 - Perfiles de suelos con dos estratos

B

HEstrato blando c , φ

Estrato rígido c , φ

11

2 2

22

1 1Estrato rígido c , φ

Estrato blando c ,φ

H

B

(a)

(b)


10-45

Figura 10.6.3.1.2b-3 - Factor de capacidad de carga modificados para sistemas formados por dos estratos de suelo cohesivo en los cuales hay un estrato de suelo más blando sobre un estrato de suelo más rígido, EPRI (1983)

10.6.3.1.2c Suelos no Cohesivos

La capacidad de carga nominal de un estrato de suelo

no cohesivo, tal como las arenas o gravas, en MPa, se puede tomar como:

9 9

ult w1 γm w2 f qmq 0,5gγBC N 10 gγC D N 10− −= × + × (10.6.3.1.2c-1)

donde:

Df = profundidad de la zapata (mm) γ = densidad total (densidad húmeda) de la arena o

grava (kg/m3) B = ancho de la zapata (mm) Cw1, Cw2 = coeficiente especificado en la Tabla 1 en

función de Dw (adimensional) DW = profundidad hasta la superficie del agua,

considerada desde la superficie del terreno (mm)

Nγm = factor de capacidad de carga modificado

(adimensional)

C10.6.3.1.2c Cuando la posición del nivel freático está a una

profundidad menor que 1,5 veces el ancho de la zapata por debajo de la base de la zapata, la resistencia en apoyo se ve afectada. En el diseño se debería utilizar el nivel freático más alto anticipado.

H

ult q

1Relación de Resistencia no Drenada, C / C

Fact

or d

e C

apac

idad

de

Car

gaM

odifi

cado

, Nm

φ2

BL/B > 5 (corrida)

c2φ1

c1

= 0

= 0

q

2 3 4 5 6 7 8 9 10

1514131211109

8

7

6

55

6

7

8

9101112131415

20

20

1010 8

64

2

4

B/H

2 18

L/B = 1 (cuadrada o circ.)


10-46

Tabla 10.6.3.1.2c-1 - Coeficientes Cw1 y Cw2 para diferentes profundidades del nivel freático

Dw Cw1 Cw2 0,0 0,5 0,5 Df 0,5 1,0 > 1,5B + Df 1,0 1,0

Para posiciones intermedias del nivel freático los valores de Cw1 y Cw2 se pueden determinar interpolando entre los valores especificados en la Tabla 1.

Los factores de capacidad de carga Nγm y Nqm se pueden tomar como:

γm γ γ γ γN N s c i= (10.6.3.1.2c-2)

qm q q q q qN N s c i d= (10.6.3.1.2c-3)

donde:

Nγ = factor de capacidad de carga como se especifica

en la Tabla 2 para zapatas sobre terreno relativamente plano (adimensional)

= Nγq como se especifica en la Figura 1 para

zapatas sobre o próximas a terreno inclinado (adimensional)

Nq = factor de capacidad de carga como se especifica

en la Tabla 2 para terreno relativamente plano (adimensional)

= 0,0 para zapatas sobre o próximas a terreno

inclinado (adimensional) Sq, Sγ = factores de forma especificados en las Tablas 3

y 4, respectivamente (adimensionales) cq, cγ = factores de compresibilidad del suelo especifica-

dos en las Tablas 5 y 6 (adimensionales) iq, iγ = factores de inclinación de la carga especificados

en las Tablas 7 y 8 (adimensionales) dq = factor de profundidad especificado en la Tabla 9

(adimensional) Se deberá aplicar la siguiente interpretación:

• En las Tablas 5 y 6, q se deberá tomar como la tensión efectiva vertical inicial a la profundidad de la zapata, es decir, la tensión vertical en el fondo de la zapata antes de la excavación, corregida para considerar la presión del agua.

A modo de alternativa a los valores especificados en

la Tabla 2, Nγ y Nq se pueden tomar como:

fπ tanφ 2 fq

φN e tan 452

⎛ ⎞= +⎜ ⎟⎝ ⎠

(C10.6.3.1.2c-1)

( )γ q fN 2 N 1 tanφ= + (C10.6.3.1.2c-2) A modo de alternativa a los valores especificados en

la Tabla 3, sq se puede tomar como:

q fBS 1 tanφL

⎛ ⎞= + ⎜ ⎟⎝ ⎠

(C10.6.3.1.2c-3)


la Tabla 4, sγ se puede tomar como:

γBS 1 0,4L

⎛ ⎞= − ⎜ ⎟⎝ ⎠

(C10.6.3.1.2c-4)

Los valores especificados en las Tablas 5 y 6, cq y cγ,

se pueden aproximar de manera razonable usando la expresión de Vesic' (1969):

( ) ( )

( )f 10 r

ff

3,07sinφ log 2 lB4,4 0,6 tanφL 1 sinφ

γ qc c e 1,0⎡ ⎤⎛ ⎞ ⎣ ⎦− + +⎜ ⎟ +⎝ ⎠= = ≤

(C10.6.3.1.2c-5) donde:

ar r

pl 2D

q= (C10.6.3.1.2c-6)

para lo cual:

Df = densidad relativa en porcentaje como se

especifica en las Tablas 5 y 6 q = presión efectiva debida a la sobrecarga de

suelo (MPa)


10-47

• En las Tablas 7 y 8, H y V se deberán tomar como las

cargas horizontales y verticales no mayoradas, respectivamente.

• En la Tabla 9, los valores de dq se deberán considerar aplicables si los suelos por encima del fondo de la zapata son tan competentes como los suelos debajo de la zapata. Si los suelos son más débiles, utilizar dq =1,0.

Tabla 10.6.3.1.2c-2 - Factores de capacidad de carga Nγ y Nq para zapatas en suelos no cohesivos (Barker et al., 1991)

Ángulo de Fricción, (ϕ f )

(deg)

γN

(adimensional)

qN

(adimensional)28 30 32 34 36 38 40 42 44 46

17 22 30 41 58 78 110 155 225 330

15 18 23 29 38 49 64 85 115 160

pa = presión atmosférica considerada como 0,101 MPa


la Tabla 7, los factores de inclinación iq e iγ se pueden tomar como:

n

γHi 1V

⎛ ⎞= −⎜ ⎟⎝ ⎠

(C10.6.3.1.2c-7)

( )n 1

qHi 1V

−⎛ ⎞= −⎜ ⎟⎝ ⎠

(C10.6.3.1.2c-8)

para lo cual:

n = 2,50 para zapatas cuadradas = 2,67 para zapatas en las cuales L/B = 2 = 3,00 para zapatas en las cuales L/B ≥ 10 Se pueden obtener valores de n intermedios por

interpolación lineal. A modo de alternativa a los valores especificados en

la Tabla 8, los factores de inclinación iq e iγ se pueden tomar como:

n

γHi 1v

⎛ ⎞= −⎜ ⎟⎝ ⎠

(C10.6.3.1.2c-9)

( )n 1

qHi 1v

−⎛ ⎞= −⎜ ⎟⎝ ⎠

(C10.6.3.1.2c-10)

para lo cual:

n = 2,50 para zapatas cuadradas = 2,33 para zapatas en las cuales L/B = 2 = 2,00 para zapatas en las cuales L/B ≥ 10 Se pueden obtener valores de n intermedios por

interpolación lineal. A modo de alternativa a los valores especificados en

la Tabla 9, el factor de profundidad, dq, se puede tomar como:

( )2 1 fq

Dd 1 2tanφ 1 sinφ tan

B− ⎛ ⎞= + − ⎜ ⎟

⎝ ⎠ (C10.6.3.1.2c-11)


10-48

Tabla 10.6.3.1.2c-3 - Factor de forma sq para zapatas en suelo no cohesivo (Barker et al., 1991)

Sq (adimensional)

Ángulo de Fricción, (ϕf) (deg) L/B = 1 L/B = 2 L/B = 5 L/B = 10

28 30 32 34 36 38 40 42 44 46

1,53 1,58 1,62 1,67 1,73 1,78 1,84 1,90 1,96 2,03

1,27 1,29 1,31 1,34 1,36 1,39 1,42 1,45 1,48 1,52

1,11 1,11 1,12 1,13 1,14 1,16 1,17 1,18 1,19 1,21

1,05 1,06 1,06 1,07 1,07 1,08 1,08 1,09 1,10 1,10

Tabla 10.6.3.1.2c-4 - Factor de forma sγ para zapatas en suelo no cohesivo (Barker et al., 1991)

L/B

yS (adimensional)

1 2 5

10

0,60 0,80 0,92 0,96

Tabla 10.6.3.1.2c-5 - Factores de compresibilidad del suelo cγ y cq para zapatas cuadradas en suelo no cohesivo (Barker et al., 1991)

cγ = cq (adimensional)

Densidad relativa, Dr (%)

Ángulo de fricción,

(ϕf) (deg) q = 0,024

MPa q = 0,048

MPa q = 0,096

MPa q = 0,192

MPa 20 30 40 50 60 70 80 100

28 32 35 37 40 42 45 50

1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 0,96 0,79 0,52

1,00 1,00 0,97 0,96 0,86 0,80 0,66 0,42

0,92 0,85 0,82 0,81 0,72 0,66 0,54 0,35

0,89 0,77 0.75 0,73 0,65 0,60 0,48 0,31


10-49

Tabla 10.6.3.1.2c-6 - Factores de compresibilidad del suelo cγ y cq para zapatas corridas en suelo no cohesivo (Barker et al., 1991)

cγ = cq

(adimensional)

Densidad relativa, Dr (%)

Ángulo de fricción,

(ϕf) (deg) q = 0,024

MPa q = 0,048

MPa q = 0,096

MPa q = 0,192

MPa 20 30 40 50 60 70 80 100

28 32 35 37 40 42 45 50

0,85 0,80 0,76 0,73 0,62 0,56 0,44 0,25

0,75 0,68 0,64 0,61 0,52 0,47 0,36 0,21

0,65 0,58 0,54 0,52 0,43 0,39 0,30 0,17

0,60 0,53 0,49 0,47 0,39 0,35 0,27 0,15

Tabla 10.,6.3.1.2c-7 - Factores de inclinación de la carga iγ e iq para cargas inclinadas en la dirección del ancho de la zapata (Barker et al., 1991)

iγ

(adimensional) iq

(adimensional) H/V Corrida L/B = 2 Cuadrada Corrida L/B = 2 Cuadrada

0,0 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30 0,35 0,40 0,45 0,50 0,55 0,60 0,65 0,70

1,00 0,73 0,61 0,51 0,42 0,34 0,27 0,22 0,17 0,13 0,09 0,06 0,04 0,03

1,00 0,76 0,65 0,55 0,46 0,39 0,32 0,26 0,20 0,16 0,12 0,09 0,06 0,04

1,00 0,77 0,67 0,57 0,49 0,41 0,34 0,28 0,22 0,18 0,14 0,10 0,07 0,05

1,00 0,81 0,72 0,64 0,56 0,49 0,42 0,36 0,30 0,25 0,20 0,16 0,12 0,09

1,00 0,84 0,76 0,69 0,62 0,55 0,49 0,43 0,37 0,31 0,26 0,22 0,17 0,13

1,00 0,85 0,78 0,72 0,65 0,59 0,52 0,46 0,41 0,35 0,30 0,25 0,21 0,16


10-50

Tabla 10.,6.3.1.2c-8 - Factores de inclinación de la carga iγ e iq para cargas inclinadas en la dirección del largo de la zapata (Barker et al., 1991)

iγ

(adimensional) iq

(adimensional) H/V Corrida L/B = 2 Cuadrada Corrida L/B = 2 Cuadrada

0,0 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30 0,35 0,40 0,45 0,50 0,55 0,60 0,65 0,70

1,00 0,81 0,72 0,64 0,56 0,49 0,42 0,36 0,30 0,25 0,20 0,16 0,12 0,09

1,00 0,78 0,68 0,59 0,51 0,44 0,37 0,30 0,25 0,20 0,16 0,12 0,09 0,06

1,00 0,77 0,67 0,57 0,49 0,41 0,34 0,28 0,22 0,18 0,14 0,10 0,07 0,05

1,00 0,90 0,85 0,80 0,75 0,70 0,65 0,60 0,55 0,50 0,45 0,40 0,35 0,30

1,00 0,87 0,81 0,74 0,68 0,62 0,56 0,51 0,45 0,40 0,34 0,29 0,25 0,20

1,00 0,85 0,78 0,72 0,65 0,59 0,52 0,46 0,41 0,35 0,30 0,25 0,21 0,16

Tabla 10.6.3.1.2c-9 - Factor de profundidad dq para suelos no cohesivos (Barker et al., 1991)

Ángulo de fricción, (ϕf)

Df/B (adimensional)

dq

(adimensional) 32 1

2 4 8

1,20 1,30 1,35 1,40

37 1 2 4 8

1,20 1,25 1,30 1,35

42 1 2 4 8

1,15 1,20 1,25 1,30


10-51

Cuando una zapata apoyada en un sistema formado por dos estratos de suelo no cohesivo está sujeto a una condición de carga drenada, la capacidad de carga nominal se puede tomar como:

1B H2 1 K tanφL B

ult 2 1 1 1 11 1q q c cotφ e c cotφK K

⎡ ⎤⎛ ⎞ ⎛ ⎞′+⎜ ⎟ ⎜ ⎟⎢ ⎥⎝ ⎠ ⎝ ⎠⎣ ⎦⎡ ⎤⎛ ⎞ ⎛ ⎞′ ′ ′ ′= + −⎜ ⎟ ⎜ ⎟⎢ ⎥

⎝ ⎠ ⎝ ⎠⎣ ⎦ (10.6.3.1.2c-4)

en la cual:

21

21

1 sin φK

1 sin φ′−

=′+

(10.6.3.1.2c-5)

donde:

c1 = resistencia al corte no drenada del estrato de

suelo superior como se ilustra en la Figura 3 (MPa)

q2 = capacidad de carga última de una zapata ficticia

que tiene el mismo tamaño y geometría que la zapata real pero que está apoyada sobre la superficie del segundo estrato (estrato inferior) de un sistema de dos capas (MPa)

φ'1 = ángulo de fricción interna para la tensión

efectiva del estrato de suelo superior (DEG)

Si el estrato superior es un suelo no cohesivo y φ' está comprendido entre 25º y 50º, la Ecuación 4 se reduce a:

B H0,67 1L B

ult 2q q e⎡ ⎤⎛ ⎞+⎜ ⎟⎢ ⎥

⎝ ⎠⎣ ⎦= (C10.6.3.1.2c-12)

Bowles (1988) presenta un enfoque numérico racional para determinar el factor de capacidad de carga modificado, Nγq, para zapatas sobre o próximas a una pendiente.


10-52

Figura 10.6.3.1.2c-1 - Factores de capacidad de carga modificados para zapatas en suelos no cohesivos o sobre o adyacentes a terreno inclinado (Meyerhof, 1957)

10.6.3.1.3 Procedimientos Semiempíricos

10.6.3.1.3a Requisitos Generales

La capacidad de carga nominal de los suelos de

fundación se puede estimar a partir de los resultados de ensayos in situ o a partir de la resistencia observada en suelos similares. Al utilizar un determinado ensayo in situ e interpretar de los resultados de ensayo se deben tomar en cuenta las experiencias locales. Se pueden utilizar los siguientes ensayos in situ:

B

sHfD i

sHi

fDB

b

Profundidad/AnchoD /B = 0

D /B= 1ff

Profundidades intermedias: interpolar linealmente

45º

45º 40º

40º30º

30º

30º20º10º 40º 50º0º

1

5

25

50

100

200

300

400

500

600

Fact

or d

e C

apac

idad

de

Car

ga N

γq

10

tq

20º

40º0º

40º

40º

40º

0º

30º

30º

30º

30º0º

20º

0º

15

10

25

50

100

200

300

400

500

Inclinación del talud

Ángulo efectivode fricción interna φ'

Fact

or d

e C

apac

idad

de

Car

ga N

γq

Profundidad/AnchoD /B = 0 D /B= 1f

f

Profundidades intermedias: interpolar linealmente

Ángulo efectivode fricción interna φ'

Distancia de la fundación al borde del talud b/B10 2 3 4 5 6

Inclinación del Talud, i


10-53

• Ensayos de penetración estándar (SPT),

• Ensayos de penetración de cono (CPT), y

• Ensayos presiométrico.

10.6.3.1.3b Usando Ensayos SPT La capacidad de carga nominal en arena, en MPa,

determinada en base a los resultados de ensayos SPT se puede tomar como:

− ⎛ ⎞= × +⎜ ⎟

⎝ ⎠5 f

ult corr w1 w2 iD

q 3,2 10 N B C C RB

(10.6.3.1.3b-1)

donde:

corrN = valor promedio del número de golpes corregido del SPT dentro del rango de profundidad comprendido entre la base de la zapata y 1,5B debajo de la zapata (número de golpes/300)

B = ancho de la zapata (mm) Cw1, Cw2 = factores de corrección que consideran el efecto

del agua subterránea, como se especifica en la Tabla 10.6.3.1.2c-1 (adimensional)

Df = profundidad embebida de la zapata considerada

hasta el fondo de la zapata (mm) Ri = factor de reducción que considera el efecto de la

inclinación de la carga, especificado en las Tablas 1 y 2 (adimensional)

H = carga horizontal no mayorada que se utiliza para

determinar la relación H/V en las Tablas 1 y 2 (N) o (N/mm)

V = carga vertical no mayorada que se utiliza para

determinar la relación H/V en las Tablas 1 y 2 (N) o (N/mm)

C10.6.3.1.3b Debido a lo difícil que resulta obtener muestras de

arena no alteradas, la mejor manera de estimar la capacidad de carga nominal de las zapatas en arena consiste en utilizar procedimientos semiempíricos. La Ecuación 1 está modificada de acuerdo con Meyerhof (1956).

Cuando la carga es inclinada se puede producir una falla por resbalamiento de la zapata a lo largo de su base o por corte generalizado del suelo subyacente. Cuando hay una componente horizontal se reduce el tamaño de las zonas teóricas que definen la superficie de deslizamiento debajo de la zapata. No hay soluciones de forma cerrada disponibles para este problema, pero Vesic' (1975) desarrolló resultados en forma de expresiones semiempíricas que permiten obtener los factores de inclinación, los cuales se resumen en Kulhawy et al. (1983).

Los factores de inclinación de la carga especificados en las Tablas 1 y 2 fueron desarrollados para suelos no cohesivos y resultan conservadores cuando se los aplica a suelos cohesivos. Los factores incluyen un aumento de la resistencia proporcionado por la resistencia al corte de la sobrecarga de suelo. Si la sobrecarga de suelo consiste en relleno suelto o un material más débil que el estrato portante se debería despreciar la resistencia al corte adicional proporcionada por la sobrecarga de suelo, es decir, se deberían utilizar columnas correspondiente a Df/B = 0.

Se utilizan cargas no mayoradas para conservar el ángulo de inclinación de la resultante. Si se utilizan cargas mayoradas la superficie de falla debajo de la zapata podría ser diferente a la debida a las cargas aplicadas, y en consecuencia el resultado puede volverse excesivamente conservador.


10-54

Tabla 10.6.3.1.3b-1 - Factor de inclinación de la carga, Ri, para zapatas cuadradas

Factor de Inclinación de la Carga, iR

H/V fD /B = 0 fD /B = 1 fD /B = 5

0,0 1,00 1,00 1,00 0,10 0,75 0,80 0,85 0,15 0,65 0,75 0,80 0,20 0,55 0,65 0,70 0,25 0,50 0,55 0,65 0,30 0,40 0,50 0,55 0,35 0,35 0,45 0,50 0,40 0,30 0,35 0,45 0,45 0,25 0,30 0,40 0,50 0,20 0,25 0,30 0,55 0,15 0,20 0,25 0,60 0,10 0,15 0,20


10-55

Tabla 10.6.3.1.3b-2 - Factor de inclinación de la carga, Ri, para zapatas rectangulares

Factor de inclinación de la carga, iR

Carga inclinada en la dirección del ancho H/V

fD /B = 0 fD /B = 1 fD /B = 5

0,0 1,00 1,00 1,00 0,10 0,70 0,75 0,80 0,15 0,60 0,65 0,70 0,20 0,50 0,60 0,65 0,25 0,40 0,50 0,55 0,30 0,35 0,40 0,50 0,35 0,30 0,35 0,40 0,40 0,25 0,30 0,35 0,45 0,20 0,25 0,30 0,50 0,15 0,20 0,25 0,55 0,10 0,15 0,20 0,60 0,05 0,10 0,15

Factor de inclinación de la carga, iR

Carga inclinada en la dirección de la longitud H/V

fD /B = 0 fD /B = 1 fD /B = 5

0,0 1,00 1,00 1,00 0,10 0,80 0,85 0,90 0,15 0,70 0,80 0,85 0,20 0,65 0,70 0,75 0,25 0,55 0,65 0,70 0,30 0,50 0,60 0,65 0,35 0,40 0,55 0,60 0,40 0,35 0,50 0,55 0,45 0,30 0,45 0,50 0,50 0,25 0,35 0,45 0,55 0,20 0,30 0,40 0,60 0,15 0,25 0,35

10.6.3.1.3c Usando Ensayos CPT En base a resultados de ensayos CPT, la capacidad

de carga nominal, en MPa, de las zapatas en arenas o gravas se puede tomar como:

− ⎛ ⎞= × +⎜ ⎟

⎝ ⎠5 f

ult c w1 w2 iD

q 8,2 10 q B C C RB

(10.6.3.1.3c-1)

C10.6.3.1.3c La Ecuación 1 está modificada de acuerdo con

Meyerhof (1956).


10-56

donde: qc = resistencia promedio a la penetración del cono a

una profundidad B debajo del fondo de la zapata (MPa)

B = ancho de la zapata (mm) Df = profundidad embebida considerada hasta el

fondo de la zapata (mm) Ri = factor de corrección que considera la inclinación

de la carga, según se especifica en las Tablas 10.6.3.1.3b-1 y 10.6.3.1.3b-2 (adimensional)

Cw1, Cw2 = factores de corrección que consideran el efecto

del agua subterránea, como se especifica en la Tabla 10.6.3.1.2c-1 (adimensional)

10.6.3.1.3d Uso de Resultados de Ensayos

Presiométricos La capacidad de carga nominal de los suelos de

fundación, en MPa, determinada en base a resultados de ensayos presiométricos, se puede tomar como:

( )⎡ ⎤= + −⎣ ⎦ult o L o iq r k p p R (10.6.3.1.3d-1)

donde: ro = presión vertical total inicial en el nivel de

fundación (MPa) k = coeficiente de capacidad de carga empírico de

la Figura 1 (adimensional) pL = valor promedio de las presiones límite obtenidas

a partir de ensayos presiométricos realizados en una profundidad comprendida entre 1,5B por debajo y 1,5B por encima del nivel de fundación (MPa)

po = presión horizontal total a la profundidad a la cual

se realiza en ensayo presiométrico (MPa) Ri = factor de corrección que considera la inclinación

de la carga, según se especifica en las Tablas 10.6.3.1.3b-1 y 10.6.3.1.3b-2 (adimensional)

Si el valor de pL varía significativamente en la

profundidad comprendida entre 1,5B por encima y 1,5B por debajo del nivel de fundación, el promedio se debería determinar utilizando técnicas especiales.

C10.6.3.1.3d La Tabla 10.5.4-1 no especifica ningún factor de

resistencia aplicable cuando la resistencia de las zapatas se determina mediante el método de los ensayos presiométricos. Cuando se utiliza este método se debería determinar un factor de resistencia como se indica en Barker et al. (1991). Se prevé que en el futuro se desarrollará un factor de resistencia para este método.

Baguelin et al. (1978) han propuesto una técnica especial para calcular promedios.


10-57

Tipo de suelo Consistencia o densidad (pL- po)

(Mpa) Clase

Blanda a muy firme < 1,1 1 Arcilla Rígida 0,77-3,8 2 Suelta 0,38-0,77 2 Arena y

Grava Muy densa 2,9-5,8 4 Suelto a medianamente denso

< 0,67 1 Limo

Denso 1,1-2,9 2 Muy baja resistencia 0,96-2,9 2 Baja resistencia 2,9-5,8 3

Roca

Resistencia media a elevada

5,7-9,6+ 4

Figura 10.6.3.1.3d-1 - Valores del coeficiente de capacidad empírico, k (Canadian Geotechnical Society, 1985)

ZapatascuadradasB/L = 1

Zapatas corridasB/L = 0

0 0,5 1,0 1,5 2,00

0,8

1

2

3

4

Coe

ficie

nte

de c

apac

idad

, K

Factor de profundidad, D / Bf

234

CLASE 1CLASE 2

CLASE 3CLASE 4

1


10-58

10.6.3.1.4 Ensayos con Placa de Carga La capacidad de carga nominal se puede determinar

mediante ensayos con placa de carga, listados en el Artículo 10.4.3.2, siempre que se hayan realizados estudios de suelos adecuados para determinar el perfil del suelo debajo de la fundación.

La capacidad de carga nominal determinada a partir de un ensayo de carga se puede extrapolar a zapatas adyacentes si el perfil del suelo es similar.

C10.6.3.1.4 La profundidad de la influencia de los ensayos de

carga es limitada y por lo tanto estos ensayos pueden no revelar la consolidación a largo plazo de los suelos.

10.6.3.1.5 Efecto de la Excentricidad de la Carga Cuando las cargas son excéntricas respecto del

baricentro de la zapata, en el diseño geotécnico para determinar el asentamiento o la resistencia en apoyo se deberá utilizar un área efectiva reducida B' x L' comprendida dentro de los límites físicos de la zapata. La presión de contacto de diseño sobre el área efectiva se deberá suponer uniforme. El área efectiva reducida deberá ser concéntrica con la carga.

Las dimensiones reducidas para una zapata rectangular cargada de forma excéntrica se pueden tomar como:

BB B 2e′ = − (10.6.3.1.5-1)

LL L 2e′ = − (10.6.3.1.5-2)

donde: eB = excentricidad paralela a la dimensión B (mm) eL = excentricidad paralela a la dimensión L (mm)

Las zapatas sujetas a cargas excéntricas se deberán diseñar de manera de asegurar que:

• La capacidad de carga mayorada sea mayor o igual

que las solicitaciones debidas a las cargas mayoradas, y

• Para las zapatas en suelos, la excentricidad de la zapata, evaluada en base a las cargas mayoradas, sea menor que 1/4 de la correspondiente dimensión de la zapata, B o L. En el diseño estructural de una fundación cargada

excéntricamente se deberá utilizar una presión de contacto de distribución triangular o trapezoidal basada en las cargas mayoradas.

C10.6.3.1.5 La Figura C1 ilustra las dimensiones reducidas para

una zapata rectangular y una zapata circular.

Figura 10.6.3.1.5-1 - Dimensiones reducidas de una zapata rectangular y una zapata circular

A los fines del diseño estructural, generalmente se

asume que la presión de contacto varía linealmente a lo largo del fondo de la zapata. Esta hipótesis da por resultado una presión de contacto de distribución triangular o trapezoidal ligeramente conservadora.

L'

eL

eB

B'

L

B

L2

B2

ÁREA EFECTIVA REDUCIDA

ÁREA EFECTIVA REDUCIDA

PUNTO DE APLICACIÓNDE LA CARGA

PUNTO DE APLICACIÓNDE LA CARGA


10-59

Para las zapatas no rectangulares se deberían utilizar procedimientos similares basados en los principios arriba especificados.

Para las zapatas que no son rectangulares, como por ejemplo para la zapata circular ilustrada en la Figura C1, el área efectiva reducida siempre está cargada de forma concéntrica y se puede estimar por aproximación y utilizando el criterio profesional, asumiendo una zapata rectangular reducida que tenga la misma área y baricentro que la porción sombreada de la zapata circular ilustrada en la Figura C1.

Se realizó un estudio paramétrico exhaustivo para muros de sostenimiento en voladizo de diferentes alturas y diferentes condiciones del suelo. Los anchos de la base obtenidos usando los factores de carga del método LRFD y excentricidades iguales a B/4 fueron comparables a los obtenidos mediante el método ASD con excentricidades iguales a B/6.

10.6.3.2 CAPACIDAD DE CARGA DE LAS ROCAS 10.6.3.2.1 Requisitos Generales

Los métodos utilizados para diseñar zapatas en roca

deberán considerar la presencia, orientación o condición de las discontinuidades, perfiles de meteorización y otros perfiles similares según sean aplicables a cada predio en particular.

Para las zapatas en roca competente puede que sea aplicable confiar en análisis simples y directos basados en las resistencias a la compresión uniaxial de la roca y el RQD. Roca competente se define como una masa de roca con discontinuidades cuya abertura es menor o igual que 3,2 mm. Para las zapatas en roca menos competente se deberán realizar investigaciones y análisis más detallados para tomar en cuenta los efectos de la meteorización y la presencia y la condición de las discontinuidades.

10.6.3.2.2 Procedimientos Semiempíricos La capacidad de carga nominal de la roca se puede

determinar utilizando una correlación empírica con el Sistema de Clasificación Geomecánico de las Masas Rocosas, RMR, o con el Sistema de Clasificación de las Masas de Roca del Instituto Geotécnico Noruego, NGI. Al utilizar estos procedimientos semiempíricos se deberán considerar las experiencias locales.

La presión de contacto mayorada de la fundación no se deberá adoptar mayor que la capacidad de carga mayorada del hormigón de la zapata.

C10.6.3.2.2 La capacidad de carga de una roca fisurada o

triturada se puede estimar utilizando el procedimiento semiempírico desarrollado por Carter y Kulhawy (1988). Este procedimiento se basa en la resistencia a la compresión no confinada obtenida ensayando un testigo de roca intacta. Dependiendo de la calidad de la masa de roca medida en términos del sistema RMR o el NGI, la capacidad de carga última de una masa de roca varía entre una pequeña fracción y seis veces la resistencia a la compresión no confinada de los testigos de roca intacta.

10.6.3.2.3 Método analítico

La capacidad de carga nominal de las fundaciones

sobre roca se deberá determinar utilizando principios establecidos de la mecánica de rocas en base a los

C10.6.3.2.3 Dependiendo de la separación relativa de las fisuras y

la estratificación de la roca, las fallas relacionadas con la capacidad de carga de las fundaciones en roca pueden


10-60

parámetros de resistencia de la masa rocosa. También se deberá considerar la influencia de las discontinuidades sobre el modo de falla.

tomar diversas formas. Excepto para el caso de una masa de roca con fisuras cerradas, los modos de falla son diferentes a los modos de falla de los suelos. Se pueden consultar procedimientos para estimar la capacidad de carga para cada uno de los modos de falla en Kulhawy y Goodman (1987), Goodman (1989) y Sowers (1979).

10.6.3.2.4 Ensayo de Carga

Cuando resulte adecuado, se pueden realizar ensayos

de carga para determinar la capacidad de carga nominal de las fundaciones en roca.

10.6.3.2.5 Limitaciones para la Excentricidad de las Cargas

La excentricidad de las cargas, en base a las cargas

mayoradas, deberá ser menor o igual que tres octavos de las correspondientes dimensiones de la zapata, B o L.

10.6.3.3 FALLA POR RESBALAMIENTO Se deberá investigar la falla por resbalamiento en el

caso de las zapatas que soportan cargas inclinadas y/o están fundadas sobre una pendiente.

Para las fundaciones en suelos arcillosos se deberá considerar la posible presencia de una luz de retracción entre el suelo y la fundación. Si se incluye la resistencia pasiva como parte de la resistencia al corte requerida para resistir el resbalamiento, también se deberá considerar la posible eliminación futura del suelo delante de la fundación.

La resistencia mayorada contra la falla por resbalamiento, en N, se puede tomar como:

R n T T ep epQ φQ φ Q φ Q= = + + (10.6.3.3-1)

donde: φT = factor de resistencia para la resistencia al corte

entre el suelo y la fundación especificado en la Tabla 10.5.5-1

QT = resistencia nominal al corte entre el suelo y la fundación (N)

φep = factor de resistencia para la resistencia pasiva especificado en la Tabla 10.5.5-1

Qep = resistencia pasiva nominal del suelo disponible durante la totalidad de la vida de diseño de la estructura (N)

Si el suelo debajo de la zapata es no cohesivo:

C10.6.3.3 Las fallas por resbalamiento ocurren cuando las

solicitaciones debidas a las cargas con componente horizontal superan el valor más crítico entre la resistencia al corte mayorada de los suelos o la resistencia al corte mayorada en la interfaz entre el suelo y la fundación.

Para las zapatas en suelos no cohesivos, la resistencia al resbalamiento depende de la rugosidad de la interfaz entre la fundación y el suelo.

Las magnitudes del empuje activo del suelo y la resistencia pasiva dependen del tipo de material de relleno, del movimiento del muro y del esfuerzo de compactación. Su magnitud se puede estimar utilizando los procedimientos descriptos en las Secciones 3 y 11.

En la mayoría de los casos el movimiento de la estructura y su fundación será pequeño. En consecuencia, si en la resistencia se incluye la resistencia pasiva, su magnitud habitualmente se toma como 50 por ciento de la máxima resistencia pasiva, como se indica en la Tabla 10.5.5-1.

QR, Qn y Qep se expresan en newtons. Para los elementos diseñados en base a una longitud unitaria, estos valores se expresarán en newtons por unidad de longitud.

Cuando las zapatas son coladas in situ generalmente las bases de las zapatas resultan rugosas. Las zapatas


10-61

QT = V tan δ (10.6.3.3-2)

para lo cual: tan δ = tan φf para hormigón colado contra suelo = 0,8 tan φf para zapatas de hormigón

prefabricado donde:

φf = ángulo de fricción interna del suelo (deg)

V = esfuerzo vertical total (N) Para zapatas apoyadas sobre arcilla, la resistencia al

resbalamiento se puede tomar como el menor valor entre:

• La cohesión de la arcilla, o

• Cuando las zapatas están apoyadas sobre al menos 150 mm de material granular compactado, un medio de la tensión normal en la interfaz entre la zapata y el suelo, como se ilustra en la Figura 1 para el caso de muros de sostenimiento. En la Figura 1 se utiliza la siguiente simbología:

qs = resistencia al corte unitaria, igual a Su o 0,5σ'v, cualquiera sea el valor que resulte menor

QT = área debajo del diagrama de qs (área sombreada)

Su = resistencia al corte no drenada (MPa)

σ'v = tensión vertical efectiva (MPa)

de hormigón prefabricado pueden tener bases no rugosas.

Figura 10.6.3.3-1 - Procedimiento para estimar la resistencia al resbalamiento de muros en arcilla

Base del muro

Q

σ'v

qsSu

0,5σ'

T


10-62

10.6.4 Diseño Estructural El diseño estructural de las zapatas deberá satisfacer

los requisitos indicados en el Artículo 5.13.3.

10.7 PILOTES HINCADOS 10.7.1 Requisitos Generales

10.7.1.1 EMPLEO

Se debería considerar el uso de pilotes cuando no sea

posible fundar zapatas sobre roca, material cohesivo rígido o material granular a un costo razonable. En las ubicaciones donde las condiciones del suelo normalmente permitirían utilizar zapatas pero en las cuales existe el potencial de erosión, se pueden utilizar pilotes como una medida de protección contra la socavación.

10.7.1.2 PENETRACIÓN DE LOS PILOTES La penetración requerida para los pilotes se debería

determinar en base a la resistencia a las cargas verticales y laterales y el desplazamiento tanto del pilote como de los materiales subsuperficiales. En general, a menos que se tope con un rechazo, la penetración de diseño de cualquier pilote debería ser mayor o igual que 3000 mm en suelo cohesivo duro o material granular denso, y mayor o igual que 6000 mm en suelo cohesivo blando o material granular suelto.

A menos que se tope con un rechazo, los pilotes para caballetes deberán penetrar una distancia como mínimo igual a un tercio de la longitud del pilote que no tiene apoyo lateral.

Los pilotes utilizados para penetrar un estrato superior blando o suelto que se encuentra sobre un estrato duro o firme deberán penetrar el estrato firme una distancia suficiente para limitar el movimiento de los pilotes y lograr capacidades de carga suficientes.

10.7.1.3 RESISTENCIA Los pilotes se deberán diseñar de manera que tengan

capacidades de carga y resistencias estructurales adecuadas, asentamientos tolerables y desplazamientos laterales tolerables.

La resistencia de los pilotes se debería determinar mediante métodos de análisis estático en base a la interacción con la estructura del suelo, ensayos de carga, el uso un analizador durante el hincado de los pilotes u otra técnica de medición de onda de tensión, con el programa CAPWAP. La resistencia de los pilotes se debería determinar mediante una adecuada combinación de estudios de suelo, ensayos en laboratorio y/o in situ, métodos analíticos, ensayos de carga y análisis del


10-63

historial de comportamientos anteriores. También se deberán considerar los siguientes factores:

• La diferencia entre la resistencia de un pilote individual

y la de un grupo de pilotes;

• La capacidad de los estratos subyacentes para soportar la carga del grupo de pilotes;

• Los efectos del hincado de los pilotes sobre las estructuras adyacentes;

• La posibilidad de socavación y sus consecuencias; y

• La transmisión de esfuerzos del suelo al consolidarse, como por la fricción negativa. Los factores de resistencia que se aplican a las

capacidades de los pilotes obtenidas a partir de ensayos de carga in situ o en base al analizador del hincado deberán ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

10.7.1.4 EFECTO DEL ASENTAMIENTO DEL

TERRENO Y CARGAS DE FRICCIÓN NEGATVA

Se deberá considerar el posible desarrollo de fricción

negativa en los pilotes cuando:

• Los predios yacen sobre arcillas compresibles, limos o turbas;

• Recientemente se ha colocado relleno sobre la superficie anterior; y

• El nivel freático se ha reducido considerablemente. Las cargas de fricción negativa se deberán considerar

como una carga al investigar la capacidad de carga y el asentamiento de las fundaciones con pilotes.

C10.7.1.4 Cuando un depósito de suelo en el cual o a través del

cual se han instalado pilotes está sujeto a consolidación y asentamiento en relación con los pilotes, en los pilotes se inducen fuerzas de fricción negativa. Las cargas de fricción negativa inducidas tienden a reducir la capacidad utilizable de los pilotes.

Como se explicó en la Sección 3.11.8, la fricción

negativa es una carga y la fricción superficial una resistencia. Las cargas de fricción negativa no se combinan con las cargas temporarias, ya que las cargas temporarias provocan un movimiento hacia abajo del pilote con respecto al suelo, ocasionando la reducción temporaria o eliminación de las cargas de fricción negativa.

La fricción negativa solamente está relacionada con la capacidad de los pilotes en aquellos casos en los cuales hay un pilote totalmente de punta en un suelo muy denso o duro o en roca, donde la capacidad del pilote es normalmente controlada por la resistencia estructural del pilote y los asentamientos del pilote son despreciables. En todos los demás casos de pilotes apoyados en suelos compresibles, donde la capacidad del pilote es controlada por la resistencia de punta y la adherencia o fricción del fuste, la fricción negativa se puede considerar


10-64

Las cargas de fricción negativa se pueden determinar

como se especifica en el Artículo 10.7.3.3, invirtiendo la dirección de los esfuerzos de fricción superficial. Al evaluar la capacidad de carga en el estado límite de resistencia, a la carga vertical permanente mayorada aplicada a la fundación profunda se deberán sumar las cargas de fricción negativa mayoradas.

Al evaluar el asentamiento en el estado límite de

servicio, a la carga permanente vertical aplicada a la fundación profunda se deberán sumar las cargas de fricción negativa.

como una cuestión relacionada con asentamiento. Observaciones in situ de pilotes existentes

demuestran que la magnitud de la fricción negativa es función de la tensión efectiva que actúa sobre el pilote y se puede calcular de manera similar al cálculo de la resistencia positiva del fuste. Las cargas de fricción negativa se pueden estimar utilizando los métodos α o λ. Sin embargo, se debe permitir una tolerancia para el posible aumento de la resistencia al corte no drenada a medida que se produce consolidación, ya que el aumento de la resistencia al corte provocará cargas de fricción negativa más elevadas. Un enfoque alternativo sería utilizar el método β en aquellos casos en los cuales sea necesario considerar las condiciones a largo plazo luego de la consolidación.

Cuando se diseña para fricción negativa, las cargas de fricción no se deben combinar con las cargas temporarias. Por lo tanto, junto con las cargas de fricción negativa sólo es necesario incluir las cargas permanentes, siempre que las cargas temporarias sean menores que las cargas de fricción negativa.

Las fuerzas de fricción negativa se pueden reducir aplicando una delgada capa bituminosa sobre la superficie del pilote.

Para determinar la longitud del pilote afectada por las fuerzas de fricción negativa es necesario localizar el denominado plano neutro. El plano neutro se define como el plano en el cual el asentamiento del pilote y el asentamiento del suelo son iguales, como se ilustra en la Figura C1. Por encima del plano neutro el suelo carga al fuste con fricción superficial negativa. Por debajo del plano neutro el pilote deriva apoyo del suelo y en consecuencia la carga total del pilote disminuye. En la Figura C1 se ilustra la distribución de la carga y la resistencia en el pilote, en base a las cargas no mayoradas.


10-65

Figura C10.7.1.4-1 – Representación esquemática de las cargas, asentamiento y plano neutro de un pilote

En el estado límite de resistencia, el tema de los

factores de carga y factores de resistencia a aplicar a la fricción negativa y la fricción superficial requieren del juicio profesional. Consideremos la situación idealizada ilustrada en la Figura C2. Inicialmente un pilote soporta su proporción de las cargas totales de la fundación indicadas en la Figura C2 como Pui. Por encima del plano neutro, la carga del pilote continúa aumentando con la profundidad debido a la fricción negativa, situación en la cual la carga mayorada se suma a la carga mayorada inicial del pilote, como lo indica el recorrido A-B en la Figura C2. Por debajo del plano neutro, la fricción superficial comienza a soportar el pilote, y el problema a considerar es si la fricción superficial se mayora como una resistencia en algún punto debajo del plano neutro o si la fricción superficial se debería utilizar inicialmente para contrarrestar la carga de fricción negativa acumulada tanto como sea posible, en vista de la situación particular. En la Figura 2(b) se ilustra una interpretación razonable. A lo largo del recorrido B-C la fricción superficial se considera contrarrestada por la fricción negativa y, por lo tanto, se considera como una carga mayorada. Dicho en otras palabras, la diferencia neta entre la fricción negativa y la fricción superficial continúa siendo aplicada al pilote como una carga mayorada hasta que la fricción superficial acumulada equilibra la fricción negativa acumulada. En el ejemplo idealizado en la Figura C2, la fricción superficial es suficiente para contrarrestar la totalidad de la fricción negativa cuando el recorrido de la carga llega al punto C. A lo largo del recorrido D-C la resistencia del pilote se acumula hasta un total igual a la resistencia de punta

Distribución del asentamiento

Compresiónelástica del pilote

Asentam.cabeza del pilote

Asentamientosuperficie del terreno

Asentamiento

Suelo

Pilote

Desplazamiento de la base del pilote

( b )( a )

Distribuc. de la cargay resistencia

Cabeza del pilote

Base del pilote

Carga

Planoneutro

Q + Qpl s

P + Pul sn

PD

Qp

Prof

undi

dad


10-66

mayorada, más la resistencia mayorada debida a la fricción superficial a lo largo del recorrido D-C.

Figura C10.7.1.4-2 – Representación esquemática de las cargas mayoradas en pilotes con fricción negativa

10.7.1.5 SEPARACIÓN, LUCES LIBRES Y LONGITUD

EMBEBIDA DE LOS PILOTES Las separaciones entre los centros de los pilotes no

deberán ser menores que el mayor valor entre 750 mm o 2,5 veces el diámetro o el ancho de los pilotes. La distancia entre el lateral de un pilote y el borde más próximo del cabezal deberá ser mayor que 225 mm.

Las partes superiores de los pilotes se deberán proyectar como mínimo 300 mm hacia el interior de los cabezales una vez que se ha retirado todo el material dañado de los pilotes. Si el pilote está unido al cabezal mediante barras o cables embebidos, el pilote se debería extender como mínimo 150 mm hacia el interior del cabezal. Cuando hay una viga de hormigón armado colado in situ que se utiliza como cabezal soportado por pilotes, el recubrimiento de hormigón en los laterales de los pilotes deberá ser mayor que 150 mm, más una tolerancia para la falta de alineación admisible de los pilotes, y los pilotes se deberán proyectar como mínimo 150 mm hacia el cabezal. Cuando la armadura de los pilotes está anclada en un cabezal que satisface los requisitos del Artículo 5.13.4.1, la proyección puede ser menor que 150 mm.

C10.7.1.5 No es la intención de este artículo exigir una

reducción de las separaciones estándares utilizadas por un Propietario.

10.7.1.6 PILOTES INCLINADOS Se deben evitar los pilotes inclinados cuando se

anticipan cargas de fricción negativa y cuando la estructura está ubicada en Zonas Sísmicas 3 y 4.

C10.7.1.6 El asentamiento induce momentos flectores en los

fustes de los pilotes inclinados (Tomlinson, 1987). El grado de inclinación dependerá del tipo de pilote y

A

B

Cargas en el pilote

C

D

Pul

Pul

γqD

γqs

qpi

qsφ

φ

qpi

qs

1

1

Zona de fricciónnegativa

Profundidad

1

Plano neutro

Zonaresistente


10-67

Se pueden utilizar pilotes inclinados cuando la resistencia lateral de los pilotes verticales no es adecuada para contrarrestar los esfuerzos horizontales transmitidos a la fundación o cuando es necesario aumentar la rigidez de la estructura en su conjunto.

de la magnitud de las cargas laterales. Se pueden hincar pilotes con ángulos de inclinación de hasta uno en horizontal por dos en vertical (Tomlinson, 1987). La mayor eficiencia se logra utilizando pilotes inclinados en direcciones opuestas.

Tomlinson (1987) describe un procedimiento gráfico sencillo para estimar los esfuerzos de compresión y tracción en grupos de pilotes que contienen no más de tres filas de pilotes. Se pueden utilizar procedimientos elástico-lineales para resolver los esfuerzos en los pilotes y los desplazamientos en los grupos de pilotes que se pueden modelar en dos dimensiones (Hrennikoff, 1950). Este procedimiento también ha sido adapatado para tres dimensiones (Saul, 1968). O'Neill et al. (1977) y O'Neill y Tsai (1984) presentan análisis de grupos de pilotes tridimensionales que consideran la respuesta no lineal del suelo y la interacción pilote-suelo-pilote.

10.7.1.7 NIVEL FREÁTICO Y FLOTABILIDAD

La capacidad de carga se deberá determinar usando

el nivel freático consistente con el nivel utilizado para calcular las solicitaciones debidas a las cargas. En el diseño se deberá considerar el efecto de la presión hidrostática.

C10.7.1.7 A menos que el pilote esté apoyado sobre roca, la

resistencia de punta depende fundamentalmente de la sobrecarga efectiva, la cual se ve afectada en forma directa por el nivel freático. Para condiciones de carga drenada, la tensión efectiva vertical, σ'v, está relacionada con el nivel del agua subterránea y por lo tanto afecta la capacidad del fuste.

10.7.1.8 PROTECCIÓN CONTRA EL DETERIORO Como mínimo, se deberán considerar los siguientes

tipos de deterioro:

• Corrosión de las fundaciones con pilotes de acero, particularmente en suelos de relleno, suelos de bajo pH y ambientes marinos;

• Ataque por sulfatos, cloruros y ácidos de las fundaciones con pilotes de hormigón; y

• Descomposición de los pilotes de madera provocada por los ciclos de humedecimiento y secado o por la acción de insectos u organismos marinos. Las siguientes condiciones se deberían considerar

indicadores de una situación de potencial deterioro o corrosión de los pilotes:

• Resistividad menor que 100 ohm/mm;

• pH menor que 5,5;

• pH entre 5,5 y 8,5 en suelos con elevado contenido de

material orgánico;

C10.7.1.8 Los valores de resistividad, pH, contenido de cloruros

y concentración de sulfatos han sido adaptados de los indicados por Fang (1991) y Tomlinson (1987).

En algunos estados se utiliza un sistema de pintura a base de carbón, alquitrán y epoxi como recubrimiento protector, habiendo logrado buenos resultados.

Los criterios para determinar el potencial de deterioro son ampliamente variables. Elias (1990) presenta un conjunto de recomendaciones alternativas.

Para evaluar el potencial de corrosión se puede utilizar un relevamiento in situ de la resistividad eléctrica o ensayos de resistividad, junto con ensayos para determinar el pH de muestras de suelo y agua subterránea.

Se puede reducir el potencial de deterioro de los pilotes de acero aplicando diferentes métodos, incluyendo la aplicación de recubrimientos protectores, camisas hormigón, protección catódica, empleo de aleaciones de acero especiales o incremento del área de acero. Los recubrimientos protectores deben ser resistentes a la abrasión y para ellos deben existir registros confiables de utilización en el ambiente corrosivo identificado. Los recubrimientos protectores se deben prolongar cierta distancia hacia el suelo no corrosivo, ya que la porción inferior del recubrimiento es


10-68

• Concentraciones de sulfatos superiores a 1000 ppm;

• Suelos de relleno y rellenos de cenizas;

• Suelos sujetos a drenajes mineros o industriales;

• Áreas con una mezcla de suelos de alta resistividad y suelos de elevada alcalinidad y baja resistividad; y

• Presencia de insectos (pilotes de madera). Las siguientes condiciones del agua se deberían

considerar indicadores de una situación de potencial deterioro o corrosión de los pilotes:

• Contenido de cloruros superior a 500 ppm;

• Concentración de sulfatos superior a 500 ppm;

• Escurrimientos mineros o industriales;

• Elevado contenido de material orgánico;

• pH menor que 5,5;

• Presencia de organismos marinos; y

• Pilotes expuestos a ciclos de humedecimiento y

secado. Si se sospecha la presencia de desechos químicos, se

deberá considerar la realización de un análisis químico exhaustivo de muestras de suelo y agua subterránea.

más susceptible a las pérdidas por abrasión durante la instalación de los pilotes.

También se puede utilizar una camisa de hormigón que atraviese la zona corrosiva. La mezcla de hormigón debe ser de baja permeabilidad y se debe colocar correctamente. Los pilotes de acero protegidos mediante camisas de hormigón deberían tener un recubrimiento dieléctrico cerca de la base de la camisa de hormigón.

El uso de aleaciones de acero especiales con níquel, cobre y potasio también se puede implementar para lograr mayor resistencia contra la corrosión en zonas costeras o en la zona de salpicadura de los pilotes marítimos.

Para obtener resistencia contra la corrosión también se puede utilizar un área de acero sacrificable. Esta técnica consiste en sobredimensionar la sección de acero de manera que la sección de acero, luego de la corrosión, satisfaga los requisitos de capacidad estructural.

El deterioro de los pilotes de hormigón se puede reducir utilizando procedimientos de diseño adecuados. Estos procedimientos incluyen el uso de hormigón denso impermeable, cemento pórtland resistente a los sulfatos, aumento del recubrimiento del acero, incorporación de aire, mezcla de hormigón con contenido reducido de cloruros, protección catódica y armadura con recubrimiento epoxi. Los pilotes que están continuamente sumergidos son menos susceptibles al deterioro. La Sección 4.5.2 de la norma ACI 318 contiene un listado de los tipos de cemento apropiados para diferentes tipos de exposición a los sulfatos.

Para el hormigón pretensado, la norma ACI 318 recomienda un contenido máximo de iones cloruro solubles en agua de 0,06 por ciento en masa de cemento.

La protección catódica del acero de las armaduras y el acero de pretensado se puede utilizar como un medio para proteger al hormigón contra los efectos de la corrosión. Este proceso induce un flujo eléctrico desde un ánodo hacia un cátodo, y reduce la corrosión. Puede ser necesario utilizar una fuente externa para generar corriente continua. Sin embargo, la protección catódica requiere que el acero sea eléctricamente continuo, lo cual hace necesario interconectar todos los elementos. Esta interconexión es costosa y generalmente excluye el uso de protección catódica para los pilotes de hormigón.

En algunos casos se ha determinado que el uso de recubrimientos epoxi en los pilotes puede ser útil para resistir la corrosión. Es importante asegurar que el recubrimiento sea continuo.

10.7.1.9 LEVANTAMIENTO

Las fundaciones con pilotes diseñadas para resistir

levantamiento se deberían verificar para determinar su

C10.7.1.9 Las fuerzas de levantamiento pueden ser provocadas

por cargas laterales, efectos de la flotabilidad y suelos


10-69

resistencia al arrancamiento y la capacidad estructural de los pilotes para soportar tensiones de tracción.

expansivos. La conexión del pilote al cabezal es parte de su capacidad estructural para resistir el levantamiento y por lo tanto también debería ser investigada.

10.7.1.10 LONGITUDES ESTIMADAS

En los planos se deberán indicar las longitudes

estimadas para los pilotes de cada subestructura, las cuales se deberán basar en una cuidadosa evaluación de la información disponible sobre el suelo, cálculos de capacidad estática y lateral y/o experiencias anteriores.

10.7.1.11 ALTURA MÍNIMA Y ESTIMADA DE LA PUNTA Los planos deberán indicar las alturas mínimas y

estimadas para la punta de los pilotes de cada subestructura. Las alturas estimadas para las puntas de los pilotes deberán reflejar la cota donde se puede obtener la capacidad última requerida para el pilote. Las alturas mínimas para la punta de los pilotes deberán reflejar la penetración requerida para soportar las cargas laterales del pilote, incluyendo, cuando corresponda, la consideración de la socavación y/o la penetración de los estratos de suelo superiores que resulten inadecuados.

10.7.1.12 PILOTES QUE ATRAVIESAN TERRAPLENES CONSTRUIDOS DE RELLENO

Los pilotes que se han de hincar a través de un

terraplén deberán penetrar como mínimo 3000 mm en el suelo original, a menos que a una penetración menor ocurra rechazo o haya un estrato de apoyo competente. El relleno usado para construir terraplenes deberá consistir en un material seleccionado que no obstruya la penetración de los pilotes hasta la profundidad requerida. El tamaño máximo de cualquier partícula del relleno deberá ser menor o igual que 150 mm. Cuando sea necesario se deberá especificar la realización de una perforación previa o de inicio en las ubicaciones donde irán los pilotes, particularmente para el caso de pilotes de desplazamiento.

10.7.1.13 PILOTES DE PRUEBA Se deberán considerar pilotes de prueba para cada

subestructura a fin de determinar las características de instalación de los pilotes, evaluar la capacidad de los pilotes en función de su profundidad y establecer las longitudes para poder realizar el pedido de los pilotes al proveedor. Los pilotes se pueden ensayar mediante ensayos de carga estática, ensayos de carga dinámica, ensayos dinámicos, estudios de factibilidad del hincado, o una combinación de estos ensayos, en base al conocimiento de las condiciones del subsuelo. El número de pilotes de prueba requerido puede ser mayor en el


10-70

caso de subsuelos de condiciones no uniformes. Puede no ser necesario utilizar pilotes de prueba si existe experiencia previa con el mismo tipo de pilotes y se conoce la capacidad de carga de los pilotes en condiciones de subsuelo similares.

10.7.1.14 ANÁLISIS POR ECUACIÓN DE ONDAS

La factibilidad de construir la fundación con pilotes

diseñada se debería evaluar utilizando un software de ecuación de ondas. La ecuación de ondas se debería emplear para confirmar que la sección de diseño del pilote se puede instalar a la profundidad deseada y con la capacidad última requerida así como dentro de los niveles de carga de hincado admisibles especificados en el Artículo 10.7.1.16 utilizando un sistema de hincado adecuadamente dimensionado.

10.7.1.15 MONITOREO DINÁMICO Para los pilotes instalados en condiciones de subsuelo

complicadas, tales como suelos con presencia de obstrucciones y cantos rodados o lechos rocosos con pendientes muy pronunciadas, se puede especificar un monitoreo dinámico para verificar que se satisfaga la capacidad estructural de los pilotes. También se puede utilizar monitoreo dinámico para verificar la capacidad geotécnica cuando la envergadura del proyecto y otras limitaciones hagan impracticable la realización de ensayos de carga estática.

10.7.1.16 MÁXIMAS TENSIONES DE HINCADO ADMISIBLES

Las cargas de hincado se pueden estimar mediante

análisis de ecuación de ondas o monitoreo dinámico de la fuerza y aceleración en la cabeza del pilote durante su hincado.

Las máximas cargas de hincado para pilotes hincados superiormente deberán ser menores o iguales que las siguientes resistencias mayoradas, siendo la nomenclatura y los factores de resistencia como se especifica en las Secciones 5, 6 u 8, según corresponda.

• Pilotes de acero:

• Compresión: y g0,90φF A• Tracción: y n0,90φF A

• Pilotes de hormigón: • Compresión: ′c c0,85φ f A• Tracción: y s0,70φF A

• Pilotes de hormigón pretensado:


10-71

• Compresión: ( )′ −c pe cφ 0,85 f f A

• Tracción - Ambientes normales: ( )′ −c pe cφ 0,25 f f A

• Tracción - Ambientes fuertemente corrosivos: pe psφ f A

• Pilotes de madera: • Compresión: coφF A• Tracción: N/A

10.7.2 Movimiento y Capacidad de Carga en el Estado Límite de Servicio


A los fines del cálculo de los asentamientos de un

grupo de pilotes, se supondrá que las cargas actúan sobre una zapata equivalente ubicada a dos tercios de la profundidad embebida de los pilotes en el estrato que proporciona apoyo como se ilustra en la Figura 1.

Para los pilotes en suelos no cohesivos, el asentamiento de las fundaciones se deberá investigar utilizando todas las cargas aplicables en la Combinación de Cargas para el Estado Límite de Servicio I especificadas en la Tabla 3.4.1-1. Para los pilotes en suelo cohesivo, la Combinación de Cargas para el Estado Límite de Servicio I también se deberá utilizar con todas las cargas aplicables, excepto que se podrán omitir las cargas temporarias.

Para evaluar el desplazamiento lateral de las fundaciones se deberán utilizar todas las combinaciones de cargas de los estados límites de servicio aplicables especificadas en la Tabla 3.4.1-1.


10-72

Figura 10.7.2.1-1 - Ubicación de la zapata equivalente (Duncan y Buchignani, 1976)

10.7.2.2 CRITERIO PARA EL DESPLAZAMIENTO LATERAL

Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.6.2.2. Los movimientos laterales de diseño deberán ser

menores o iguales que 38 mm.

C10.7.2.2 Este criterio fue tomado de Moulton et al. (1985).

10.7.2.3 ASENTAMIENTO

10.7.2.3.1 Requisitos Generales El asentamiento de una fundación con pilotes no

deberá ser mayor que el asentamiento admisible, seleccionado de acuerdo con el Artículo 10.6.2.2.

10.7.2.3.2 Suelo Cohesivo Para estimar el asentamiento de un grupo de pilotes

Db

2Db

Db3

3Zapata equivalente

12

(a)

Estrato firme

12

Estrato blando

Db

2Db

Db3

3

Zapataequivalente

(b)


10-73

se deberán utilizar los procedimientos utilizados para las fundaciones superficiales, usando la ubicación de la zapata equivalente especificada en la Figura 10.7.2.1-1.

10.7.2.3.3 Suelos no Cohesivos

El asentamiento de los grupos de pilotes en suelos no

cohesivos se puede estimar usando los resultados de ensayos in situ y la ubicación de la zapata equivalente especificada en la Figura 10.7.2.1-1.

El asentamiento de los grupos de pilotes en suelos no cohesivos se puede tomar como:

Usando ensayos SPT: =corr

360ql XρN

(10.7.2.3.3-1)

Usando ensayos CPT: =c

qXlρ2q

(10.7.2.3.3-2)

para lo cual:

DI 1 0,125 0,5X

′= − ≥ (10.7.2.3.3-3)

corr 10

v

1,92N 0,77log Nσ

⎡ ⎤⎛ ⎞⎢ ⎥⎜ ⎟=

⎜ ⎟′⎢ ⎥⎝ ⎠⎣ ⎦ (10.7.2.3.3-4)

donde: q = presión neta de fundación aplicada a 2Db/3,

como se ilustra en la Figura 10.7.2.1-1; esta presión es igual a la carga aplicada en la parte superior del grupo dividida por el área de la zapata equivalente y no incluye el peso de los pilotes ni del suelo entre los pilotes (MPa)

X = ancho o menor dimensión del grupo de pilotes

(mm) ρ = asentamiento del grupo de pilotes (mm) l = factor de influencia de profundidad embebida

efectiva del grupo de pilotes (adimensional) D' = profundidad efectiva tomada como 2Db/3 (mm) Db = profundidad embebida de los pilotes en un

estrato que proporciona apoyo, como se especifica en la Figura 10.7.2.1-1 (mm)

Ncorr = promedio representativo del número de golpes

del SPT corregido para considerar la sobrecarga de suelo en una profundidad X debajo de la

C10.7.2.3.3 Los requisitos se basan en el uso de las correlaciones

empíricas propuestas por Meyerhof (1976).


10-74

zapata equivalente (golpes/300 mm) N = número de golpes medidos del SPT en el área

donde se determina el asentamiento (golpes/300 mm)

σ'v = tensión vertical efectiva (MPa) qc = resistencia media a la penetración del cono

estático en una profundidad X debajo de la zapata equivalente (MPa)

10.7.2.4 DESPLAZAMIENTO LATERAL

El desplazamiento lateral de una fundación con pilotes

debe ser menor o igual que el desplazamiento lateral admisible, seleccionado de acuerdo con la Sección 10.7.2.2.

El desplazamiento lateral de los grupos de pilotes se deberá estimar usando procedimientos que consideren la interacción suelo-estructura.

C10.7.2.4 El desplazamiento lateral de los grupos de pilotes se

puede estimar utilizando los procedimientos descriptos por Barker et al. (1991) y Reese (1984). El procedimiento se desarrolló mediante un estudio paramétrico de un gran número de grupos de pilotes utilizando las teorías propuestas por Evans y Duncan (1982) y Focht y Koch (1973).

10.7.2.5 VALORES PRESUNTOS PARA LA

RESISTENCIA DE PUNTA Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.6.3.2.

10.7.3 Resistencia en el Estado Límite de Resistencia


Las resistencias que se deberán considerar incluyen:

• La capacidad de carga de los pilotes,

• La resistencia contra el levantamiento de los pilotes,

• El punzonamiento de los pilotes a través de suelo resistente hacia un estrato más débil, y

• La resistencia estructural de los pilotes.

C10.7.3.1 Estos requisitos y los factores de resistencia

asociados se aplican a la resistencia geotécnica de los pilotes. La resistencia estructural se debería basar en los requisitos aplicables de las Secciones 5, 6 y 8.

10.7.3.2 PILOTES CARGADOS AXIALMENTE Se deberá dar preferencia a los procedimientos de

diseño basados en análisis estáticos en combinación con un monitoreo in situ durante el hincado o ensayos de carga. Los resultados de los ensayos de carga se pueden extrapolar a las subestructuras adyacentes para las cuales las condiciones del subsuelo son similares. La capacidad de carga de los pilotes se puede estimar usando métodos analíticos o métodos basados en ensayos in situ.

C10.7.3.2


10-75

La capacidad de carga mayorada de los pilotes, QR, se puede tomar como:

R n q ultQ φ Q φ Q= = (10.7.3.2-1)

o bien

R n qp p qs sQ φ Q φ Q φ Q= = + (10.7.3.2-2)

para lo cual:

=p p pQ q A (10.7.3.2-3)

s s sQ q A= (10.7.3.2-4)

donde: φq = factor de resistencia para la capacidad de carga

de un pilote individual especificado en el Artículo 10.5.5 para aquellos métodos que no diferencian entre la resistencia total y la contribución individual de la resistencia de punta y la resistencia friccional

Qult = capacidad de carga de un pilote individual (N) Qp = resistencia de punta del pilote (N) Qs = resistencia friccional del pilote (N) qp = resistencia de punta unitaria del pilote (MPa) qs = resistencia friccional unitaria del pilote (MPa) As = área superficial del fuste del pilote (mm2) Ap = área de la punta del pilote (mm2) φqp = factor de resistencia para la resistencia de punta

especificada en la Tabla 10.5.5-2 para aquellos métodos que dividen la resistencia de un pilote en una contribución de la resistencia de punta y una contribución de la resistencia friccional

φqs = factor de resistencia para la resistencia friccional

especificada en la Tabla 10.5.5-2 para aquellos métodos que dividen la resistencia de un pilote en una contribución de la resistencia de punta y una contribución de la resistencia friccional

La capacidad de carga de un pilote en suelo se deriva de la resistencia de punta y/o la resistencia lateral, es decir, la fricción superficial. Tanto la resistencia de punta como la resistencia friccional se desarrollan en respuesta al desplazamiento de la fundación. Es poco probable que los máximos valores de ambas resistencias ocurran para el mismo desplazamiento. La resistencia friccional típicamente se moviliza plenamente con desplazamientos de aproximadamente 2,5 a 10 mm. Sin embargo, la capacidad de punta se moviliza una vez que el pilote se asienta aproximadamente el 8 por ciento de su diámetro (Kulhawy, 1983).

El valor de φq depende del método utilizado para estimar la capacidad de carga del pilote y puede ser diferente para las resistencias de punta y friccional.

10.7.3.3 ESTIMACIONES SEMIEMPÍRICAS DE LA RESISTENCIA DE LOS PILOTES



10-76

Se pueden utilizar tanto métodos basados en

tensiones totales como en tensiones efectivas, siempre que se encuentren disponibles los parámetros de resistencia del suelo apropiados. Los factores de resistencia para la resistencia friccional y para la resistencia de punta, estimados utilizando métodos semiempíricos deberán ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

10.7.3.3.2 Resistencia Friccional

Se pueden utilizar uno o más de los tres

procedimientos especificados a continuación, según corresponda.

10.7.3.3.2a Método α El método α, basado en tensiones totales, se puede

utilizar para relacionar la adherencia entre el pilote y una arcilla con la resistencia no drenada de la arcilla. La fricción superficial nominal unitaria, en MPa, se puede tomar como:

s uq αS= (10.7.3.3.2a-1)

donde: Su = resistencia al corte no drenada promedio (MPa) α = factor de adherencia aplicado a Su

(adimensional) Se puede asumir que el factor de adherencia, α, varía

en función de la resistencia no drenada, Su, como se ilustra en la Figura 1.

C10.7.3.3.2a El método α es fácil de aplicar. Se utiliza desde hace

muchos años y permite obtener resultados razonables tanto para pilotes de desplazamiento como para pilotes que no son de desplazamiento en arcilla.


10-77

Figura 10.7.3.3.2a-1 - Curvas de diseño para determinar los factores de adherencia para pilotes hincados en suelos arcillosos (Tomlison, 1987)

10.7.3.3.2b Método β El método β, basado en tensiones efectivas, se puede

utilizar para predecir la fricción superficial de pilotes prismáticos. La fricción superficial unitaria nominal, en MPa, se puede relacionar con las tensiones efectivas del suelo de la siguiente manera:

′=s vq β σ (10.7.3.3.2b-1)

donde:

′vσ = tensión efectiva vertical (MPa) β = factor tomado de la Figura 1

C20.7.3.3.2b Se ha determinado que el método β funciona mejor

para pilotes en arcillas normalmente consolidadas y ligeramente sobreconsolidadas. El método tiende a sobrestimar la fricción superficial de los pilotes en suelos fuertemente sobreconsolidados. Esrig y Kirby (1979) sugirieron que para las arcillas fuertemente sobreconsolidadas el valor de β no debe ser mayor que 2.

El uso de los métodos de Nordlund y LCPC para determinar la resistencia de los pilotes se ha difundido mucho desde el momento en que se finalizaron los requisitos para el diseño por factores de carga y resistencia (LRFR) de las fundaciones, hacia fines de 1992. Pronto habrá factores de resistencia disponibles para estos métodos.

0.00

0.25

0.50

0.75

1.00

0.05 0.1 0.15 0.2

bD = 20Db

b

Arcillablanda

u0

0.00

0.25

0.50

0.75

1.00

0.05 0.1 0.15 0.20

0.00

0.25

0.50

0.75

1.00

0.05 0.1 0.15 0.20

DbDDb

b

= 10D

b

Db= 10D

Arcillarígida

DbDArcillarígida

D

Db

Arcillafirme a rígida

u

u

Arenas o grava arenosa

D menor que 10D

D mayor que 40D

Resistencia al corte no drenada S (MPa)

Fact

or d

e ad

here

ncia

D mayor que 20D


Fact

or d

e ad

here

ncia


D mayor que 40D

Fact

or d

e ad

here

ncia


10-78

Figura 10.7.3.3.2b-1 - β en función del OCR para pilotes de desplazamiento (Esrig y Kirby, 1979)

El método de Nordlund se puede utilizar para extender la aplicación del método β a pilotes no prismáticos en suelos cohesivos, en cuyo caso el factor de resistencia se puede tomar como para el método β tal como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

10.7.3.3.2c Método λ El método λ, basado en tensiones efectivas, se puede

utilizar para relacionar la fricción superficial unitaria, en MPa, con el empuje pasivo del suelo de la siguiente manera:

( )′= +s v uq λ σ 2S (10.7.3.3.2c-1)

donde:

′ +v uσ 2S = empuje pasivo lateral del suelo (MPa) λ = coeficiente empírico tomado de la Figura 1

(adimensional)

C10.7.3.3.2c El valor de λ disminuye con la longitud del pilote y fue

hallado empíricamente examinando los resultados de ensayos de carga realizados sobre pilotes tubulares de acero.

11 2 5 10 20 50

1

0

2

3

4

5

6

Límite sugeridopara β

OCR

τ ov

β =

Pl=6

0Pl

=20* β es mayor que

el límite de 2,00

σvo

OCRβ

1248

16

Pl=20 Pl=600,280,450,721,222,30*

0,340,460,661,222,06*


10-79

Figura 10.7.3.3.2c-1 - Coeficiente λ para pilotes tubulares hincados (Vijayvergiya y Focht, 1972)

10.7.3.3.3 Resistencia de Punta La resistencia de punta nominal de los pilotes en

arcilla saturada, en MPa, se puede tomar como:

pq = u9 S (10.7.3.3.3-1)

Su = resistencia al corte no drenada de la arcilla cerca de la base del pilote (MPa)

10.7.3.4 RESISTENCIA DE LOS PILOTES ESTIMADA EN BASE A ENSAYOS IN SITU


Los factores de resistencia a utilizar para la resistencia

friccional y la resistencia de punta estimadas usando métodos in situ deberán ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

C10.7.3.4.1 El uso de ensayos in situ para suelos no cohesivos

está ampliamente difundido, ya que es muy difícil obtener muestras de buena calidad de este tipo de suelos. Los parámetros obtenidos de ensayos in situ se pueden utilizar para estimar la resistencia de punta y la resistencia friccional de los pilotes.

Dos de los métodos de ensayo in situ que

Ubicación SímboloHOUSELMANSURPECKPECKFOWWOODWARDTOMLINSONBLESSEYMc CLELLANDMc CLELLANDDARRAGHMc CLELLANDSEED Mc CAMMONPECK

DETROITMORGANZACLEVELANDDRAYTONNORTH SEALEMOORESTANMORENEW ORLEANSVENICEALIANCEDONALDSONVILLEMSC HOUSTONSAN FRANCISCOBRITISH COLUMBIABURNSIDE

Fuente

7 0

λ

60

50

40

30

20

10

00 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5

Pen

etra

ción

del

Pilo

te (m

m) x

1000


10-80

frecuentemente se utilizan para predecir la capacidad de pilotes son el ensayo de penetración estándar (ensayo SPT) (Meyerhof, 1976) y el ensayo de penetración de cono (ensayo CPT) (Nottingham y Schmertmann, 1975).

10.7.3.4.2 Usando Ensayos SPT

Este método se aplicará solamente a las arenas y

limos no plásticos.

10.7.3.4.2a Resistencia de Punta La resistencia de punta unitaria nominal, en MPa, para

pilotes hincados hasta una profundidad Db en un estrato de suelo no cohesivo se puede tomar como:

= ≤corr bp

0,038 N Dq q

D (10.7.3.4.2a-1)

para lo cual:

⎡ ⎤⎛ ⎞⎢ ⎥⎜ ⎟=

⎜ ⎟′⎢ ⎥⎝ ⎠⎣ ⎦corr 10

v

1,92N 0,77log Nσ

(10.7.3.4.2a-2)

donde: Ncorr = número de golpes representativo del SPT cerca

de la punta del pilote corregido para considerar la presión debida a la sobrecarga de suelo, σ'v(golpes/300 mm)

N = número de golpes del ensayo SPT (golpes/300

mm) D = ancho o diámetro del pilote (mm) Db = profundidad de penetración en el estrato

portante (mm) qℓ = resistencia de punta límite considerada como

0,4Ncorr para el caso de arenas y 0,3Ncorr para limo no plástico (MPa)

10.7.3.4.2b Fricción Superficial La fricción superficial nominal de los pilotes en suelos

no cohesivos, en MPa, se puede tomar como:

• Para pilotes de desplazamiento hincados:

=sq 0,0019 N (10.7.3.4.2b-1)

C10.7.3.4.2b Los pilotes de desplazamiento, es decir los pilotes de

sección maciza o sección hueca que tienen cerrado uno de sus extremos, desplazan un volumen relativamente grande de suelo durante la penetración. Los pilotes que no son de desplazamiento generalmente tienen secciones transversales de área pequeña, como por ejemplo los pilotes de acero en forma de H y los pilotes tubulares abiertos que no se taponan. El taponamiento


10-81

• Para pilotes que no son de desplazamiento (por ejemplo pilotes de acero en forma de H):

=sq 0,00096 N (10.7.3.4.2b-2)

donde: qs = fricción superficial unitaria para pilotes hincados

(MPa) N = número de golpes promedio (no corregido) del

SPT a lo largo del fuste del pilote (golpes/300 mm)

ocurre cuando el suelo entre las alas de un pilote metálico en forma de H o el suelo en el interior de un pilote tubular abierto se adhiere completamente al pilote y desciende junto con el pilote a medida que procede el hincado.

10.7.3.4.3 Usando Ensayos CPT 10.7.3.4.3a Requisitos Generales

Los ensayos CPT se pueden utilizar para determinar:

• La resistencia a la penetración del cono, qc, que se puede utilizar para determinar la capacidad de punta de los pilotes, y

• La fricción de la camisa, fs, que se puede utilizar para determinar la capacidad de fricción superficial.

10.7.3.4.3b Resistencia de Punta La resistencia de punta, qp, en MPa, se puede

determinar como se indica en la Figura 1.

Para lo cual:

c1 c2p

q qq

2+

= (10.7.3.4.3b-1)

donde: qc1 = promedio de qc en una distancia igual a yD

debajo de la punta del pilote (recorrido a-b-c); sumar los valores de qc tanto en dirección del recorrido descendente (recorrido a-b) como en dirección del recorrido ascendente (recorrido b-c); utilizar los valores reales de qc a lo largo del recorrido a-b y la regla del recorrido mínimo a lo largo del recorrido b-c; calcular qc1 para valores de y comprendidos entre 0,7 y 4,0 y utilizar el mínimo valor de qc1 obtenido (MPa)

qc2 = promedio de qc en una distancia igual a 8D

sobre la punta del pilote (recorrido c-e); utilizar la regla del recorrido mínimo como para el recorrido b-c en el cálculo de qc1; ignorar las

C10.7.3.4.3b Nottingham y Schmertmann (1975) hallaron que

usando de un promedio ponderado de la resistencia del núcleo se obtiene una buena estimación de la capacidad de punta de los pilotes en todos los tipos de suelo.


10-82

depresiones menores de los picos "x" si se trata de arena, pero incluirlas en el recorrido mínimo si se trata de arcilla (MPa)

La mínima resistencia promedio a la penetración del cono a una profundidad entre 0,7 y 4 veces el diámetro del pilote debajo de la cota de la punta del pilote se deberá obtener aplicando un proceso de prueba y error, usando la regla del recorrido mínimo. También se deberá utilizar la regla del recorrido mínimo para hallar el valor de la resistencia a la penetración del cono para el suelo en una distancia igual a ocho veces el diámetro del pilote por encima de la punta.

Para determinar la resistencia de punta del pilote se deberán promediar estos dos resultados.

Figura 10.7.3.4.3b-1 - Procedimiento para calcular la resistencia de punta de un pilote (Nottingham y Schmertmann, 1975)

envolvente de los valores mínimos de qc

?8D

b

y D = 0,7D a 4Db

ac

"x"

D

e

Pro

fund

idad

qc


10-83

10.7.3.4.3c Resistencia Friccional

La resistencia por fricción superficial de los pilotes, en

N, se puede tomar como:

= =

⎡ ⎤⎛ ⎞= +⎢ ⎥⎜ ⎟

⎢ ⎥⎝ ⎠⎣ ⎦∑ ∑

1 2N Ni

s s,c si si i si si ii 1 i 1i

LQ K f a h f a h

8D (10.7.3.4.3c-1)

donde: Ks,c = factores de corrección: Kc para arcillas y Ks para

arenas de la Figura 1 (adimensional) Li = profundidad hasta la mitad del intervalo de

longitud en el punto considerado (mm) Di = ancho o diámetro del pilote en el punto

considerado (mm) fsi = resistencia unitaria por fricción de la camisa

determinada mediante un ensayo CPT en el punto considerado (MPa)

asi = perímetro del pilote en el punto considerado

(mm) hi = intervalo de longitud en el punto considerado

(mm) N1 = número de intervalos entre la superficie del

terreno y un punto ubicado a una distancia igual a 8D debajo de la superficie del terreno

N2 = número de intervalos entre un punto ubicado a

una distancia igual a 8D debajo de la superficie del terreno y la punta del pilote.

C10.7.3.4.3c Este proceso se describe en Nottingham y

Schmertmann (1975). Para un pilote de sección transversal constante (pilote

no ahusado), la Ecuación 1 se puede expresar como:

1 2N Ns

s s,c 1 si i s si ii 1 i 1

aQ K L f h a f h

8D = =

⎡ ⎤= +⎢ ⎥

⎣ ⎦∑ ∑ (C10.7.3.4.3c-1)

Si además de ser prismático el pilote fs es

aproximadamente constante a profundidades por debajo de 8D, la Ecuación 1 se puede simplificar de la siguiente manera:

( )s s,c s sQ K a f Z 4D⎡ ⎤= −⎣ ⎦ (C10.7.3.4.3c-2)

donde: Z = longitud embebida total del pilote (mm)


10-84

Figura 10.7.3.4.3c-1 - Factores de corrección para resistencia friccional, Ks y Kc (Nottingham y Schmertmann, 1975)

10.7.3.5 PILOTES QUE APOYAN SOBRE ROCA El factor de resistencia para la resistencia de punta de

los pilotes que apoyan sobre roca se deberán tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

Cuando tanto el ancho del pilote como la separación de las discontinuidades de la roca son mayores que 300 mm y cuando las discontinuidades no rellenas tienen un ancho menor que 6,4 mm o las discontinuidades rellenas con suelo o escombros de roca tienen un ancho menor que 25 mm, la resistencia de punta unitaria nominal, qp, de los pilotes hincados en roca, en MPa, se puede tomar como:

=p u spq 3q K d (10.7.3.5-1)

para lo cual:

d

spd

d

s3DK

t10 1 300s

+=

+

(10.7.3.5-2)

C10.7.3.5 La Ecuación 1 se tomó de la Canadian Geotechnical

Society (1985). Cuando este método es aplicable, las rocas

generalmente son tan sanas que será la capacidad estructural la que determine el diseño (Fellenius et al., 1989).

Rel

ació

n Pr

ofun

dida

d/An

cho

del P

ilote

=Z/

D

Punta Begemann (Mecánica)AceroHormigón

Punta Fugro (Eléctrica)

Pilotes de hormigóny madera

Pilotes de acero

Usar 0,8 f de Punta Begemann si se trata de arcillas de elevado OCR

s40

35

30

25

20

10

5

00 1,0 2,0

0

1,0

0 0,1 0,2

ks f en MPas

kc

AceroHormigón

K para madera: usar 1,25K del aceros s

15

0,5


10-85

= + ≤s sd 1 0,4 H /D 3,4 donde: qu = resistencia promedio a la compresión uniaxial

del núcleo rocoso (MPa) d = factor de profundidad (adimensional) Ksp = coeficiente de capacidad de carga de la Figura 1

(adimensional) sd = separación de las discontinuidades (mm) td = ancho de las discontinuidades (mm) D = ancho del pilote (mm) Hs = profundidad embebida de un pilote empotrado

en roca, considerada igual a 0,0 para pilotes que apoyan sobre la parte superior del lecho rocoso (mm)

Ds = diámetro de la perforación para el pilote

empotrado en roca (mm) Este método no se podrá aplicar a rocas blandas

estratificadas, como por ejemplo lutitas débiles o calizas débiles.

Los pilote que apoyan sobre rocas débiles se deberán diseñar tratando la roca blanda como si fuera suelo, de acuerdo con el Artículo 10.7.3.3 para los pilotes que apoyan sobre material cohesivo y de acuerdo con el Artículo 10.7.3.4 para los pilotes que apoyan sobre material no cohesivo.

Las rocas débiles incluyen algunas lutitas y calizas de

grano fino u otras rocas meteorizadas de baja calidad. No hay ninguna definición cuantitativa de aceptación generalizada para el término "débil;" por este motivo para determinar si una roca es débil será necesario aplicar el criterio y la experiencia profesional. Para estos materiales rocosos débiles se pueden aplicar los mismos métodos semiempíricos descriptos para suelos cohesivos y no cohesivos.

Figura 10.7.3.5-1 - Coeficiente de capacidad de carga (Canadian Geotechnical Society, 1985)

Relación s /D

Val

or d

e K

0,0200,010

0,005

0,0020,001

d s

sp

t /S = 0

dd

0,1

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0

0,2

0,3

0,4

0,5


10-86

10.7.3.6 ENSAYOS DE CARGA Y MONITOREO IN SITU DE LOS PILOTES

Los ensayos de compresión, tracción y carga lateral de

los pilotes deberán realizarse de acuerdo con las siguientes normas:

• Método de Ensayo para Pilotes bajo Carga de

Compresión Axial Estática - ASTM D 1143

• Método de Ensayo de Pilotes Individuales bajo Carga de Tracción Axial Estática - ASTM D 3689

• Método de Ensayo de Pilotes bajo Cargas Laterales - ASTM D 3966 El factor de resistencia para la resistencia a la

compresión axial y la capacidad contra el levantamiento axial de los pilotes que se obtienen a partir de ensayos de carga deberá ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

Los ensayos realizados in situ utilizando un analizador del hincado de los pilotes deberán satisfacer la siguiente norma:

• Método de Ensayo para el Ensayo Dinámico de Alta

Deformación de Pilotes - ASTM D 4945 El factor de resistencia para la resistencia axial que se

obtiene en base al analizador del hincado de los pilotes deberá ser como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

C10.7.3.6 Un ensayo de carga se puede realizar ya sea como un

ensayo de carga de rutina o bien como un ensayo de carga de alto nivel. Los ensayos de rutina generalmente se realizan con el propósito de aplicar una carga de prueba. Los ensayos de alto nivel generalmente se realizan antes de finalizar el diseño e implican datos de ensayo más confiables y un análisis detallado de los resultados.

La carga de ensayo normalmente se aplica por medio de un gato hidráulico, que también puede actuar como una celda de carga. Sin embargo, es preferible utilizar una celda de carga independiente.

En los ensayos de alto nivel y siempre que sea posible en los ensayos de rutina de los pilotes de gran longitud se debería considerar realizar mediciones de la compresión del pilote y por lo tanto del movimiento del extremo del pilote (utilizando un testigo o indicador de movimiento).

Cuando el objetivo es determinar la capacidad de carga mayorada del pilote para un diseño en estado límite, los métodos de ensayo rápidos, ASTM D 1143, aprobados nuevamente en 1994, son preferibles desde el punto de vista técnico a los métodos lentos.

Además de los ensayos con carga de prueba se deberían realizar ensayos hasta llegar a la falla. La carga de falla designada se debería basar en la geometría del diagrama carga-movimiento.

Para estimar un valor límite inferior para la capacidad vertical de los pilotes se puede utilizar el método de Davisson (NAVFAC, 1982).

Durante la fase de diseño los niveles de tensión de hincado anticipados se pueden estimar mediante análisis por ecuación de ondas. Durante la instalación de los pilotes, para medir los niveles de tensión de hincado se pueden utilizar mediciones dinámicas de la fuerza y aceleración en la cabeza del pilote.

La ecuación de ondas modela la masa, el casquete de hincado y la sección del pilote utilizando una serie de masas conectadas mediante resortes que se consideran sin peso. La simulación mediante ecuación de ondas permite que el Diseñador confirme que la sección propuesta para el pilote se puede hincar hasta lograr la capacidad y la penetración requeridas sin aplicar niveles de tensión de hincado que provoquen daños. Para ello se requieren programas de computación, tales como el de Hirsch et al. (1976) o Goble y Rausche (1987).

El monitoreo dinámico consiste en medir y registrar la fuerza y aceleración en la cabeza del pilote durante la instalación inicial del pilote o durante la posterior aplicación de golpes.

Las mediciones dinámicas de la fuerza y la aceleración también se pueden utilizar para determinar la


10-87

capacidad del pilote, la distribución de la resistencia y los parámetros de vibración y amortiguación del suelo (Rausche et al., 1972).

10.7.3.7 LEVANTAMIENTO 10.7.3.7.1 Requisitos Generales

Se deberá considerar el levantamiento cuando las

solicitaciones, calculadas en base a la combinación de cargas para el estado límite correspondiente, sean de tracción.

Cuando los pilotes están sujetos a levantamiento se deberían investigar tanto la resistencia al arrancamiento de los pilotes como la capacidad estructural de los pilotes para resistir tracción y transmitirla a la fundación.

10.7.3.7.2 Resistencia contra el Levantamiento de Pilotes Individuales

La resistencia contra el levantamiento de un pilote

individual se deberá estimar de manera similar a la utilizada para estimar la resistencia por fricción superficial de los pilotes en compresión especificada en los Artículos 10.7.3.3 y 10.7.3.4.

La resistencia mayorada contra el levantamiento, en N, se puede tomar como:

RQ φ= nQ uφ= sQ (10.7.3.7.2-1)

donde: Qs = capacidad nominal contra el levantamiento

debida a la resistencia del fuste (N) φu = factor de resistencia para la capacidad contra el

levantamiento especificado en la Tabla 10.5.5-2

C10.7.3.7.2 La solicitación mayorada que actúa en cualquier pilote

que forma parte de un grupo se puede estimar utilizando el procedimiento tradicional en base a la resistencia elástica de los materiales para una sección transversal solicitada por empuje y momento. Las propiedades de la sección transversal se deberían basar en el pilote considerado como un área unitaria.

Los factores de resistencia para tracción axial son menores que los correspondientes a compresión. Uno de los motivos es que los pilotes traccionados descargan el suelo; esto reduce la tensión efectiva debida a la sobrecarga de suelo y por lo tanto la resistencia por fricción superficial del pilote.

10.7.3.7.3 Resistencia contra el Levantamiento de Grupos de Pilotes

La resistencia mayorada contra el levantamiento de un

grupo de pilotes, en N, se puede tomar como:

RQ φ= nQ = ugφ ugQ (10.7.3.7.3-1)

donde: φug = factor de resistencia especificado en la Tabla

10.5.5-2 Qug = resistencia nominal contra el levantamiento del

grupo de pilotes (N)


10-88

La resistencia contra el levantamiento de un grupo de pilotes, Qug, se deberá tomar como el menor valor entre los siguientes:

• La sumatoria de las resistencias contra el

levantamiento de los pilotes individuales; o

• La capacidad contra el levantamiento del grupo de pilotes considerado como un bloque único. Para los grupos de pilotes en suelo no cohesivo, el

peso del bloque que será levantado se determinará utilizando para la carga un una distribución con una pendiente de 1 en 4 desde la base del grupo de pilotes como se ilustra en la Figura 1. Para los suelos ubicados debajo del nivel freático se deberán utilizar los pesos unitarios sumergidos.

En los suelos cohesivos el bloque utilizado para resistir el levantamiento en corte no drenado se deberá tomar de la Figura 2. La resistencia nominal contra el levantamiento del grupo se puede tomar como:

( )n ug u gQ Q 2XZ 2YZ S W= = + + (10.7.3.7.3-2)

donde: X = ancho del grupo de pilotes, como se ilustra en la

Figura 2 (mm) Y = longitud del grupo de pilotes, como se ilustra en

la Figura 2 (mm) Z = profundidad del bloque de suelo debajo del

cabezal de los pilotes considerada como se ilustra en la Figura 2 (mm)

uS = resistencia al corte no drenada promedio a lo largo del fuste del pilotes (MPa)

Wg = peso del bloque de suelo, los pilotes y el cabezal

(N) El factor de resistencia para la capacidad nominal

contra el levantamiento de un grupo de pilotes, Qug, determinada como la sumatoria de las resistencias individuales de los pilotes se deberá tomar igual que para la capacidad contra el levantamiento de pilotes individuales tal como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

El factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de un grupo de pilotes considerado como un bloque único se deberá tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-2 para grupos de pilotes en arcilla y arena.


10-89

Figura 10.7.3.7.3-1 - Levantamiento de un grupo de pilotes poco separados en suelos no cohesivos (Tomlinson, 1987)

Figura 10.7.3.7.3-2 - Levantamiento de un grupo de pilotes en suelos cohesivos (Tomlinson, 1987)

10.7.3.8 CARGAS LATERALES Los pilotes sujetos a cargas laterales deberán tener

sus cabezas fijadas al cabezal. El suelo alterado o los vacíos creados durante el hincado de los pilotes se deberán reemplazar por material granular compactado.

En el diseño de los pilotes cargados lateralmente se deberán considerar los efectos de la interacción suelo-estructura o roca-estructura entre los pilotes y el terreno, incluyendo el número y la separación de los pilotes de cada grupo.

C10.7.3.8 El Departamento de Transporte de Florida

recientemente llevó a cabo un estudio (Shahawy e Issa, 1992) de los requisitos de empotramiento de los pilotes en sus cabezales necesarios para lograr la plena capacidad de momento. La resistencia de los pilotes a las cargas laterales generalmente está determinada por los criterios de desplazamiento lateral en el estado límite de servicio, tal como se especifica en el Artículo 10.7.2, o bien por la falla estructural de los pilotes en el estado límite de resistencia.

Bloque de suelolevantado por los pilotes

1

4

Bloque de suelolevantado por los

pilotes

X por Y

Z


10-90

La respuesta de los pilotes frente a las cargas laterales se puede estimar mediante análisis P-Y (Barker et al., 1991). Cuando un grupo de pilotes está sujeto a cargas laterales los pilares interactúan a través del suelo que los separa. Como resultado de esta interacción los grupos de pilotes experimentan flechas mayores que los pilotes individuales solicitados por la misma carga lateral por pilote, y también son mayores los momentos flectores en los pilotes del grupo. Estos factores se deberían considerar en el diseño. Barker et al. (1991) y Reese (1984) presentan procedimientos aplicables al diseño práctico.

El método de análisis P-Y, con sus curvas de respuesta suelo/roca representativas, se puede emplear para numerosas situaciones de diseño que involucran comportamiento de pilotes individuales o como grupo. Hasta 1996 aún no se habían desarrollado factores de resistencia para el estado límite de resistencia. Si una jurisdicción cuenta con factores de resistencia adecuados, éstos se pueden utilizar para ampliar la aplicación del método P-Y a otras situaciones.

10.7.3.9 CAPACIDAD DE CARGA DE LOS PILOTES

INCLINADOS La resistencia en apoyo de un grupo de pilotes que

contiene pilotes inclinados se puede determinar tratando los pilotes inclinados como si fueran pilotes verticales.

10.7.3.10 RESISTENCIA A LA CARGA AXIAL DE LOS GRUPOS DE PILOTES


La resistencia mayorada de un grupo de pilotes, en N,

se deberá tomar como:

RQ φ= n gQ φ= gQ (10.7.3.10.1-1)

donde:

gQ = resistencia nominal del grupo (N) φg = factor de resistencia para el grupo especificado

en el presente documento

10.7.3.10.2 Suelo Cohesivo Si el cabezal se encuentra en contacto firme con el

terreno no se requerirá ninguna reducción de la eficiencia.Si el cabezal no se encuentra en contacto firme con el

terreno y si el suelo es rígido, no se requerirá ninguna reducción de la eficiencia.

Si el cabezal no se encuentra en contacto firme con el

C10.7.3.10.2 La eficiencia de los grupos de pilotes en suelos

cohesivos puede ser menor que la eficiencia de los pilotes individuales, debido a las zonas en las cuales se superponen las deformaciones por corte en el suelo que rodea los pilotes.

En los suelos cohesivos, la resistencia de un grupo de


10-91

terreno y si el suelo en la superficie es blando, la resistencia individual de cada pilote se deberá multiplicar por un factor de eficiencia η, el cual se deberá tomar como:

• η = 0,65 cuando la separación entre los centros de los

pilotes es igual a 2,5 diámetros

• η = 1,0 cuando la separación entre los centros de los pilotes es igual a 6,0 diámetros

• Para separaciones intermedias el valor de η se puede determinar por interpolación lineal. La resistencia del grupo deberá ser el menor valor

entre los siguientes:

• La sumatoria de las resistencias individuales modificadas de cada pilote del grupo, o

• La resistencia de un pilar equivalente formado por los pilotes y el bloque de suelo dentro del área limitada por los pilotes. Al determinar el pilar equivalente:

• Para determinar la resistencia friccional se deberá utilizar la totalidad de la resistencia al corte de suelo,

• Para determinar la resistencia de punta se deberá utilizar la totalidad del área de la base del pilar equivalente, y

• Se deberá ignorar la resistencia adicional del cabezal. El factor de resistencia para un pilar o bloque de falla

equivalente deberá ser como se indica en la Tabla 10.5.5-2 y se deberá aplicar ya sea que el cabezal esté o no en contacto con el terreno. Los factores de resistencia para la resistencia del grupo de pilotes calculada usando la sumatoria de las resistencias individuales son iguales a los utilizados para la resistencia de pilotes aislados, tal como se indica en la Tabla 10.5.5-2.

pilotes depende de si el cabezal está en contacto firme con el terreno por debajo del mismo. Si el cabezal está en contacto firme con el terreno el suelo entre los pilotes y el grupo de pilotes se comportan como una unidad.

Cuando las separaciones entre los pilotes son pequeñas puede prevalecer un mecanismo de falla en forma de bloque, mientras que cuando las separaciones son mayores los pilotes pueden fallar en forma individual. Es necesario verificar los mecanismos de falla y diseñar para el caso con el cual se obtenga la menor capacidad.

Para un grupo de pilotes de ancho X, longitud Y y profundidad Z como el que se ilustra en la Figura C1, la capacidad de carga para la falla en bloque está dada por la siguiente expresión:

( )= + +g u c uQ 2X 2Y Z S X Y N S (C10.7.3.10.2-1)

para la cual:

para Z 2,5 :X

≤

c0,2X 0,2ZN 5 1 1

Y X⎛ ⎞⎛ ⎞= + +⎜ ⎟⎜ ⎟⎝ ⎠⎝ ⎠

(C10.7.3.10.2-2)

para Z 2,5 :X

>

c0,2XN 7,5 1

Y⎛ ⎞= +⎜ ⎟⎝ ⎠

(C10.7.3.10.2-3)

uS = resistencia al corte no drenada promedio a lo largo de la profundidad de penetración de los pilotes (MPa)

Su = resistencia al corte no drenada en la base del

grupo (MPa)


10-92

Figura C10.7.3.10.2-1 - Grupo de pilotes actuando como

una fundación en bloque

10.7.3.10.3 Suelo No Cohesivo La capacidad de carga de los grupos de pilotes en

suelo no cohesivo será la sumatoria de las resistencias de todos los pilotes que componen el grupo. Ya sea que el cabezal de los pilotes esté o no en contacto con el terreno, el factor de eficiencia, η, deberá ser igual a 1,0.

El factor de resistencia es igual que para los pilotes individuales, tal como se especifica en la Tabla 10.5.5-2.

C10.7.3.10.3 En el caso de los pilotes hincados en arena, debido al

aumento de densidad que provoca el hincado, la resistencia del grupo nunca es menor que la sumatoria de las capacidades de los pilotes individuales. Por este motivo para los grupos de pilotes en arena el factor de eficiencia siempre se considera igual a 1,0.

10.7.3.10.4 Grupos de Pilotes en Suelo Resistente sobre Suelo Débil o Compresible

Si un grupo de pilotes está embebido en un depósito

de suelo resistente que yace sobre un depósito más débil se deberá considerar el potencial de falla por punzonamiento de las puntas de los pilotes en el estrato de suelo más débil. Si el estrato de suelo subyacente consiste en un suelo compresible más débil se deberá considerar la posible ocurrencia de grandes asentamientos en dicho estrato más débil.

En ausencia de referencias locales, la investigación de la capacidad de los suelos blandos subyacentes se puede basar en el cálculo de la carga sobrepuesta, asumiendo que la distribución de la presión se ensancha por debajo de las puntas de los pilotes proyectando el área limitada por las puntas de los pilotes con una pendiente de 2 vertical en 1 horizontal. La resistencia a cualquier profundidad por debajo de las puntas de los pilotes se deberá determinar en base al tamaño proyectado de una zapata idealizada. La capacidad de carga se deberá basar en los criterios especificados en el presente documento para zapatas.

C10.7.3.10.4 El método se puede visualizar utilizando la Figura

10.7.2.1-1 considerando la zapata equivalente (o idealizada) al mismo nivel que las puntas de los pilotes. La opción de considerar la zapata a la altura de la punta de los pilotes es algo conservadora si una parte significativa de la resistencia de los pilotes es aportada por la resistencia friccional, pero se especifica de este modo por motivos de simplicidad.

XAncho total

Y

Longitud

total

Z


10-93

10.7.3.11 RESISTENCIA DE LOS GRUPOS DE PILOTES A LAS CARGAS LATERALES

La resistencia mayorada de un grupo de pilotes a las

cargas laterales, en N, se deberá tomar como:

RQ φ= nQ η= L Lφ ΣQ (10.7.3.11-1)

donde:

LQ = resistencia lateral nominal de un pilote individual (N)

LgQ = resistencia lateral nominal del grupo de pilotes

(N)

Lφ = factor de resistencia para el grupo de pilotes especificado en la Tabla 10.5.4-2

η = factor de eficiencia del grupo de acuerdo con lo

definido en el presente documento La resistencia individual de cada pilote se deberá

multiplicar por un factor de eficiencia, η, el cual se deberá tomar como:

• η = 0,75 para suelo no cohesivo

• η = 0,85 para suelo cohesivo

La resistencia lateral del grupo se deberá tomar como

la sumatoria de la resistencias individuales modificadas de cada uno de los pilotes que componen el grupo.

C10.7.3.11 La capacidad lateral de un grupo de pilotes es menor

que la sumatoria de las capacidades individuales de los pilotes que componen el grupo. Este efecto de grupo, conocido como interacción pilote-suelo-pilote, hace que un grupo de pilotes experimente flechas mayores que los pilotes individuales solicitados por la misma carga lateral por pilote y hace que los momentos flectores en los pilotes del grupo sean mayores.

Los factores de eficiencia se basan en el Procedimiento de Amplificación para Grupos de Pilotes de Ooi y Duncan (1994). Estos factores se toman como la inversa del factor de amplificación de momentos. Los valores se desarrollaron a partir del estudio de grupos con diferentes cantidades de pilotes, y las eficiencias resultan más exactas en el caso de los grupos formados por nueve pilotes. Estos factores no son afectados significativamente por la relación separación/diámetro de los pilotes.

Los factores de eficiencia dependen de la carga lateral sobre un único pilote del grupo. Las cargas laterales usadas para calcular los factores se estimaron a partir de las relaciones carga-momento para pilotes hincados de Barker et al. (1991) correspondientes al momento último del pilote. El ángulo de fricción interna para la arena se supuso igual a 35º; la resistencia al corte no drenada promedio de la arcilla se supuso igual a 0,072 MPa.

10.7.4 Diseño Estructural 10.7.4.1 REQUISITOS GENERALES

El diseño estructural de los pilotes hincados de

hormigón, acero y madera se deberá realizar de acuerdo con los requisitos de las Secciones 5, 6 y 8, respectivamente.

C10.7.4.1 Los Artículos 5.7.4, 5.13.4, 6.9.4.1, 8.4.1.3 y 8.5.2.2

contienen requisitos específicos para pilotes de hormigón, acero y madera.

El diseño de pilotes que soportan exclusivamente carga axial requiere una tolerancia para las excentricidades no intencionales. Estas excentricidades se consideran a través de:

• Los límites para la capacidad de compresión utilizable

establecidos en el Artículo 6.9.4.1 para pilotes de acero,

• El uso de las ecuaciones del Artículo 5.7.4.4 para columnas de hormigón que ya contienen una tolerancia para la excentricidad, y


10-94

• El factor de resistencia del Artículo 8.5.2.2 que se

incrementa en el Artículo C8.5.2.2 para pilotes de madera.

10.7.4.2 PANDEO DE LOS PILOTES Los pilotes que atraviesan agua o aire se supondrán

empotrados a una cierta profundidad. La estabilidad se deberá determinar de acuerdo con los requisitos para elementos comprimidos establecidos en las Secciones 5, 6 y 8 usando una longitud de pilote equivalente igual a la longitud sin apoyo lateral, más una longitud embebida hasta el punto donde se asume que el pilote está empotrado.

La profundidad hasta el punto donde se asume que el pilote está empotrado se puede tomar como:

• Para las arcillas:

( )0,25

p p

s

E l1,4

E (mm) (10.7.4.2-1)

• Para las arenas:

0,2

p p

h

E l1,8

n (mm) (10.7.4.2-2)

donde: Ep = módulo de elasticidad del pilote (MPa) Ip = momento de inercia del pilote (mm4) Es = módulo del suelo para las arcillas = 67 Su (MPa) Su = resistencia al corte no drenada de las arcillas

(MPa) nh = tasa de incremento del módulo del suelo en

función de la profundidad para las arenas como se especifica en la Tabla 1 (MPa/mm)

C10.7.4.2 Este procedimiento se tomó de Davisson y Robinson

(1965). En las Ecuaciones 1 y 2 se asume que la condición de

carga es exclusivamente de carga axial y también se asume que los pilotes están empotrados en sus extremos. Debido a que las ecuaciones permiten obtener la profundidad hasta el empotramiento a partir de la superficie del terreno, el Ingeniero deberá determinar las condiciones de borde en la parte superior del pilote a fin de determinar la longitud no sin apoyo lateral del pilote. Si las condiciones de carga son diferentes, ver Davisson y Robinson (1965).

Prakash y Sharma (1990) estudiaron el efecto de la separación de los pilotes sobre el módulo del suelo y hallaron que cuando las separaciones entre pilotes son mayores que 8 veces el ancho del pilote los pilotes vecinos no afectan el módulo del suelo o la capacidad de pandeo. Sin embargo, para separaciones iguales a 3 veces el ancho del pilote el módulo efectivo del suelo se reduce al 25 por ciento del valor aplicable a un pilote individual. Para separaciones intermedias los valores del módulo se pueden estimar por interpolación.

Tabla 10.7.4.2-1 - Tasa de incremento del módulo del suelo en función de la profundidad, nh, (MPa/mm) para la arena

CONSISTENCIA SECA O HÚMEDA SUMERGIDA

Suelta 9,4× −310 4,7× −310 Media 0,025 0,013 Densa 0,063 0,031


10-95

10.8 PILOTES PERFORADOS 10.8.1 Requisitos Generales 10.8.1.1 Campo de Validez

Los requisitos de esta sección se deberán aplicar al

diseño de los pilotes perforados, excepto a los pilotes perforados que se construyen con barrenas continuas y se hormigonan a medida que se extrae la barrena.

C10.8.1.1 Los pilotes perforados pueden ser una alternativa

económica frente a las fundaciones con zapatas o pilotes hincados, particularmente cuando no es posible construir zapatas sobre un estrato de suelo o roca adecuado a una profundidad razonable o cuando no es viable utilizar pilotes hincados. Los pilotes perforados pueden ser una alternativa económica frente a las zapatas si la profundidad de socavación es importante. También se puede considerar el uso de pilotes perforados para resistir elevadas cargas laterales o de levantamiento cuando las tolerancias para la deformación son pequeñas. Los puentes levadizos o basculantes son un ejemplo de un tipo de puente para el cual sería deseable que las deformaciones fueran pequeñas.

De acuerdo con el mecanismo principal del cual derivan su resistencia a las cargas, los pilotes perforados se clasifican ya sea como pilotes flotantes (friccionales), es decir pilotes que transfieren la carga fundamentalmente por resistencia lateral, o bien como pilotes de punta, es decir pilotes que transfieren la carga fundamentalmente por resistencia de punta.

10.8.1.2 PROFUNDIDAD EMBEBIDA

La profundidad embebida de los pilotes perforados

deberá ser suficiente para proporcionar capacidades de carga vertical y lateral adecuadas y desplazamientos aceptables.

C10.8.1.2 La parte superior de un pilote perforado generalmente

debe estar a una distancia no mayor que aproximadamente 100 mm de la superficie del terreno en el caso de las estructuras sobre suelo seco y no más de 150 mm por encima de la cota normal del agua en el caso de las estructuras en agua. Esto mejorará su construibilidad.

10.8.1.3 DIÁMETRO DE LOS PILOTES Y BASES

ENSANCHADAS Cuando un pilote empotrado en roca requiere

encamisado a través de los suelos que yacen sobre la roca, la documentación técnica deberá especificar que el diámetro de la perforación para empotramiento en roca debe ser al menos 150 mm menor que el diámetro interior del encamisado. Para los pilotes empotrados en roca que no requieren encamisado a través de los suelos que yacen sobre la roca, el diámetro de la perforación para empotramiento en roca puede ser igual al diámetro del pilote en la zona que atraviesa el suelo.

En los suelos cohesivos rígidos, en la punta del pilote se puede utilizar una base ensanchada o campana para aumentar la superficie de apoyo de la punta y así reducir la presión unitaria o proveer resistencia adicional contra

C10.8.1.3 Al realizar perforaciones para empotrar pilotes en roca

es habitual utilizar un encamisado que atraviesa la zona de suelo y soporta temporalmente el suelo. Este encamisado permite la inspección de la perforación y materializa un sello a lo largo de la zona de contacto suelo-roca, minimizando así la infiltración de agua subterránea hacia la perforación. En consecuencia, es necesario que el diámetro de la perforación en roca sea menor que el tamaño nominal del encamisado, ya que esto permitirá el asentamiento de la camisa y la inserción de los equipos para perforar la roca.

Si fuera viable, se debería considerar extender el pilote hasta una mayor profundidad a fin de evitar las dificultades y costos relacionados con la excavación del


10-96

las cargas de levantamiento. Si el fondo del pilote se limpia e inspecciona antes de

colocar el hormigón, se puede considerar que la totalidad de la superficie de la base es efectiva para transferir carga.

ensanchamiento de las bases.

10.8.1.4 RESISTENCIA Serán aplicables los requisitos del Artículo 10.7.1.3 y

la Tabla 10.5.4-3, sustituyendo el término "Pilote" por el término "Pilote perforado" cuando corresponda.

El método constructivo puede afectar la resistencia del pilote perforado y deberá ser considerado como parte del proceso de diseño. Los pilotes perforados se deberán construir utilizando el método seco, con camisa o húmedo, o bien una combinación de estos métodos. En todos los casos la excavación del pozo, la colocación del hormigón y todos los demás aspectos de la construcción de los pilotes se deberán realizar de acuerdo con los requisitos de las presentes Especificaciones y el documento AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications.

C10.8.1.4 El comportamiento de las fundaciones con pilotes

perforados se puede ver afectado fuertemente por el método constructivo, particularmente en lo que respecta a la resistencia lateral. El Diseñador debería considerar los efectos de las condiciones del suelo y el agua freática sobre las operaciones de construcción de los pilotes y delinear, si fuera necesario, el método constructivo general que se deberá seguir a fin de asegurar el comportamiento anticipado. Debido a que los pilotes perforados derivan su capacidad de la resistencia lateral y de punta, las cuales dependen de la condición de los materiales en contacto directo con los pilotes, es importante que los procedimientos constructivos sean consistentes con las condiciones de los materiales supuestas en el diseño. El ablandamiento, aflojamiento u otros cambios en las condiciones del suelo y la roca atribuibles al método constructivo utilizado podrían provocar una reducción de la capacidad de los pilotes y un aumento de su desplazamiento. Por lo tanto, evaluar los efectos del procedimiento constructivo sobre la resistencia de los pilotes perforados se debería considerar un aspecto significativo del diseño. El uso de lechadas, los pilotes de diámetro variable y los métodos de inyección también son factores que pueden afectar la resistencia de los pilotes perforados.

Los parámetros del suelo se deberían variar sistemáticamente de manera de modelar el rango de condiciones anticipadas. Tanto la resistencia vertical como la resistencia lateral se deberían evaluar de este modo.

10.8.1.5 FRICCIÓN NEGATIVA

Se deberán evaluar las cargas de fricción negativa, de

acuerdo con lo especificado en el Artículo 10.7.1.4. Para los pilotes de punta en los cuales la fricción

negativa es una consideración relacionada con el estado límite de resistencia, los factores de carga para la carga de fricción negativa deberán ser la inversa del factor de resistencia utilizado para el método de estimar la resistencia friccional, según lo especificado en la Tabla 10.6.6-2.

C10.8.1.5 Ver comentario adicional en el Artículo C10.7.1.4. Un movimiento descendente relativo del suelo de

alrededor de 2,5 a 12,0 mm es suficiente para movilizar plenamente la carga de fricción negativa en un pilote perforado.

Las cargas de fricción negativa se pueden estimar empleando el método α, como se describe en el Artículo 10.8.3.3.1, para calcular la resistencia friccional positiva. Al igual que en el caso de la resistencia friccional positiva, los 1500 mm superiores y una longitud inferior supuesta igual a un diámetro del fuste no contribuyen a las cargas de fricción negativa. Si se utiliza el método α se debería considerar una tolerancia para un posible aumento de la resistencia al corte no drenada a medida


10-97

que ocurre la consolidación.

10.8.1.6 SEPARACIÓN DE LOS PILOTES DE UN GRUPO

La separación entre los centros de los pilotes

perforados debería ser el mayor valor entre 3,0 diámetros o la separación requerida para evitar la interacción entre pilotes adyacentes.

Si se requieren separaciones menores, la documentación técnica deberá especificar la secuencia constructiva y se deberán evaluar los efectos de interacción entre pilotes adyacentes.

C10.8.1.6 Puede ser necesario utilizar separaciones mayores si

se anticipa que las operaciones de perforación serán dificultosas.

10.8.1.7 PILOTES PERFORADOS INCLINADOS Se deberían evitar los pilotes perforados inclinados. Si

se requiere mayor resistencia lateral se debería considerar aumentar el diámetro de los pilotes o bien aumentar el número de pilotes perforados.

C10.8.1.7 Debido a los problemas asociados con la estabilidad

del pilote durante la excavación, instalación y retiro del encamisado, la instalación de la jaula de armadura y la colocación del hormigón, los pilotes perforados inclinados son mucho más difíciles de construir que los pilotes perforados verticales.

10.8.1.8 NIVEL FREÁTICO Y FLOTABILIDAD

Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.1.7 según

corresponda.

C10.8.1.8 Ver el Artículo C10.7.1.7.

10.8.1.9 LEVANTAMIENTO Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.1.9 según

corresponda. Los pilotes perforados diseñados para suelos

expansivos se deberán prolongar hacia el interior de suelos estables frente a la humedad hasta una profundidad suficiente para proporcionar un anclaje adecuado para resistir el levantamiento. También se debería proveer una luz suficiente entre la superficie del terreno y el fondo de los cabezales o vigas que conectan los pilotes a fin de evitar la aplicación de cargas de levantamiento en la conexión pilote/cabezal provocadas por el hinchamiento del suelo.

C10.8.1.9 Para evaluar las potenciales cargas de levantamiento

en pilotes perforados que atraviesan suelos expansivos es necesario evaluar el potencial de hinchamiento del suelo y la extensión de los estratos de suelo que pueden afectar al pilote. En la Tabla C1 se presenta un método razonablemente confiable para identificar el potencial de hinchamiento. Este método clasifica el potencial de hinchamiento en función de los límites de Atterberg, la succión del suelo y el hinchamiento porcentual obtenido de ensayos con odómetro (Reese y O'Neill, 1988). El espesor del estrato potencialmente expansivo se debe identificar mediante:

• Estudio de muestras de suelo tomadas de

perforaciones para determinar la presencia de agrietamiento, superficies de deslizamiento o estructuras en bloque, y las variaciones de color, y

• Ensayos en laboratorio para determinar los perfiles de contenido de humedad del suelo.


10-98

Tabla C10.8.1.9-1 - Método para identificar suelos potencialmente expansivos (Reese y O'Neill, 1988)

Límite

Líquido, LL (%)

Límite Plástico, PL

(%)

Succión del Suelo (MPa)

Potencial de Hinchamiento

(%)

Clasificación del Potencial de

Hinchamiento

> 60 > 35 > 0,38 > 1,5 Elevado 50 – 60 25 – 35 0,14 – 0,38 0,5 – 1,5 Marginal

< 50 < 25 < 0,14 < 0,5 Bajo

10.8.2 Movimiento en el Estado Límite de Servicio 10.8.2.1 REQUISITOS GENERALES


corresponda. Se deberá utilizar la Combinación de Cargas correspondiente al Estado Límite de Servicio I de la Tabla 3.4.1-1 según corresponda.

Para estimar los asentamientos en estado límite de servicio de los pilotes perforados en arcilla solamente se deberán considerar las cargas permanentes. Para estimar los asentamientos de los pilotes perforados en suelo granular las cargas temporarias se deberán sumar a las cargas permanentes.

C10.8.2.1 Generalmente el asentamiento de los pilotes

perforados instalados en arena y roca es pequeño o bien ocurre de forma bastante rápida. Sin embargo, el asentamiento de los pilotes en arcilla puede ocurrir durante un período de tiempo más prolongado, a medida que las arcillas se consolidan.

10.8.2.2 CRITERIOS PARA EL MOVIMIENTO LATERAL Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.2.2 según

corresponda.


10.8.2.3 ASENTAMIENTO 10.8.2.3.1 Requisitos Generales

El asentamiento de una fundación con pilotes

perforados individuales o grupos de pilotes perforados no deberá superar los criterios de movimiento seleccionados de acuerdo con el Artículo 10.6.2.2.

10.8.2.3.2 Asentamiento de Pilotes perforados Individuales

El asentamiento de un pilote perforado individual se

deberá estimar considerando:

• El asentamiento inmediato,

• El asentamiento por consolidación si el pilote está construido en suelos cohesivos, y

• La compresión axial del pilote perforado.

C10.8.2.3.2 Reese y O'Neill (1988) resumieron datos

adimensionales sobre la relación carga-asentamiento para el caso de pilotes perforados, como se ilustra en las Figuras C1 a C4. Las Figuras C1 y C2 muestran las curvas carga-asentamiento para el caso de carga transferida por fricción lateral y carga transferida de punta por pilotes perforados en suelos cohesivos. Las Figuras C3 y C4 muestran cuervas similares para pilotes en suelos no cohesivos. Estas curvas constituyen una guía útil para estimar los asentamientos inmediatos de los pilotes perforados.

Los valores de las curvas carga-asentamiento para


10-99

carga resistida por fricción lateral se obtuvieron a diferentes profundidades, tomando en cuenta el acortamiento elástico del pilote. Aunque en los pilotes relativamente cortos el acortamiento elástico puede ser pequeño, este acortamiento puede ser bastante importante en pilotes de mayor longitud. La magnitud del acortamiento elástico en los pilotes perforados varía en función de su profundidad. Reese y O'Neill (1988) describieron un procedimiento aproximado para estimar el acortamiento elástico de los pilotes perforados de gran longitud.

Las Figuras C1 y C2 no reflejan los asentamientos a largo plazo de los pilotes perforados en arcilla. Los asentamientos por consolidación se deberían sumar a los asentamientos inmediatos. Sin embargo, debido a que generalmente los pilotes perforados se instalan en suelos fuertemente sobreconsolidados, por lo general los asentamientos por consolidación son pequeños.

Los asentamientos inducidos por las cargas soportadas por resistencia de punta son diferentes para los pilotes en suelos no cohesivos y en suelos cohesivos. Aunque la curva carga-desplazamiento de los pilotes perforados en suelos cohesivos típicamente presenta un quiebre bien definido, con frecuencia los pilotes en suelos no cohesivos no evidencian una falla bien definida para ningún desplazamiento determinado. La carga de los pilotes perforados en suelos no cohesivos continúa aumentando a medida que el asentamiento aumenta más allá del 5 por ciento del diámetro de la base. En el caso de los pilotes perforados en suelos cohesivos, Qp típicamente se moviliza completamente con desplazamientos de entre 2 y 5 por ciento del diámetro de la base. La resistencia de punta unitaria se define arbitrariamente como la presión de contacto requerida para provocar un asentamiento igual al 5 por ciento del diámetro del pilote, aún cuando este valor no corresponda a la falla total del suelo debajo de la base del pilote perforado.

Las curvas de las Figuras C1 y C3 también muestran los asentamientos para los cuales se moviliza la resistencia lateral. En el caso de los pilotes perforados en suelos cohesivos, Qs típicamente se moviliza completamente con desplazamientos de entre 0,2 y 0,8 por ciento del diámetro del pilote. En el caso de pilotes perforados en suelos no cohesivos este valor es de entre 0,1 y 1,0 por ciento.


10-100

Figura C10.8.2.3.2-1 - Transferencia de carga por fricción

lateral (normalizada) en función del asentamiento - Suelos cohesivos (Reese y O'Neill, 1988)

Figura C10.8.2.3.2-2 - Transferencia de carga de punta

(normalizada) en función del asentamiento - Suelos cohesivos (Reese y O'Neill, 1988)

Rango de resultadosLínea de tendencia

Asentamiento , %

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,00,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

Car

ga tr

ansf

erid

a po

r fric

ción

late

ral

Car

ga ú

ltim

a tra

nsfe

rida

por f

ricci

ón la

tera

lDiámetro del pilote

Rango de resultados

Línea de tendencia

Asentamiento de la baseDiámetro de la base

, %

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 100,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

Car

ga tr

ansf

erid

a de

pun

taC

arga

últi

ma

trans

ferid

a de

pun

ta


10-101

Figura C10.8.2.3.2-3 - Transferencia de carga por fricción

lateral (normalizada) en función del asentamiento - Suelo no cohesivo (Reese y O'Neill, 1988)

Figura C10.8.2.3.2-4 - Transferencia de carga de punta

(normalizada) en función del asentamiento - Suelo no cohesivo (Reese y O'Neill, 1988)

Línea de tendencia

Asentamiento , %

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,00,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

Car

ga tr

ansf

erid

a po

r fric

ción

late

ral

Car

ga ú

ltim

a tra

nsfe

rida

por f

ricci

ón la

tera

lDiámetro del pilote

Rango de resultados para respuestade ablandamiento por deformación

Rango de resultados para respuesta de endurecimiento por deformación

Rango de resultados

Línea de tendencia

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 120,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

2,0

Asentamiento de la baseDiámetro de la base

, %

Car

ga tr

ansf

erid

a de

pun

taC

arga

últi

ma

trans

ferid

a de

pun

ta


10-102

10.8.2.3.3 Asentamiento de un Grupo de Pilotes Perforados


corresponda.

10.8.2.4 DESPLAZAMIENTO LATERAL Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.2.4 según

corresponda.

C10.8.2.4 El desplazamiento lateral de los pilotes perforados

individuales y de los grupos de pilotes perforados se puede estimar utilizando los procedimientos descriptos en la publicación Engineering Manual for Drilled Shafts (Barker et al., 1991), o bien utilizando otros análisis P-Y. Las condiciones prevalentes en obra algunas veces determinan que la parte superior de los pilotes sea mayor que las dimensiones indicadas en los planos. Si el diseño estructural es sensible a la rigidez de los pilotes, los planos deberían indicar tanto el máximo diámetro aceptable como el diámetro de diseño de los pilotes perforados.

10.8.3 Resistencia en el Estado Límite de

Resistencia 10.8.3.1 REQUISITOS GENERALES

Se aplicará el estado límite de resistencia del Artículo

10.7.3.1.


10.8.3.2 PILOTES PERFORADOS CARGADOS AXIALMENTE

Se aplicarán los requisitos del Artículo 10.7.3.2 y la

Figura 10.5.4.3 según corresponda.


10.8.3.3 ESTIMACIONES SEMIEMPÍRICAS DE LA RESISTENCIA DE LOS PILOTES PERFORADOS EN SUELOS COHESIVOS

Se pueden utilizar métodos semiempíricos para

estimar la resistencia de los pilotes perforados en suelos cohesivos. Los pilotes perforados en suelos cohesivos se deberían diseñar mediante métodos basados en tensiones totales y efectivas para condiciones de carga no drenada y drenada, respectivamente.

Los pilotes perforados en suelos no cohesivos se deberían diseñar mediante métodos basados en tensiones efectivas para condiciones de carga drenada o mediante métodos empíricos basados en resultados de ensayos realizados in situ.

Los factores de resistencia para la resistencia lateral y de punta se deberán tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.


10-103

10.8.3.3.1 Determinación de la Resistencia Friccional usando el Método α

La resistencia friccional nominal unitaria, en MPa, para

los pilotes perforados en suelo cohesivo cargados bajo condiciones de carga no drenadas se puede tomar como:

s uq α S= (10.8.3.3.1-1)

donde: Su = resistencia al corte media en condición no

drenada (MPa) α = factor de adherencia (adimensional)

Se deberá considerar que la siguiente porción de los

pilotes perforados, ilustrada en la Figura 1, no contribuye al desarrollo de resistencia por fricción superficial:

• Como mínimo los 1500 mm superiores de cualquier

pilote perforado;

• En el caso de los pilotes rectos, una longitud inferior del pilote adoptada igual al diámetro del fuste;

• La periferia de los extremos acampanados, si corresponde; y

• Una distancia por encima del extremo acampanado adoptada igual al diámetro del fuste. Los valores de α para las porciones de los pilotes

perforados excavados en seco en pozos abiertos o encamisados serán como se especifica en la Tabla 1.

Tabla 10.8.3.3.1-1 - Valores de α para la determinación de la resistencia lateral en suelo cohesivo (Reese y O'Neill, 1988)

Su (MPa) α < 0,2

0,20 - 0,30 0,30 - 0,40 0,40 - 0,50 0,50 - 0,60 0,60 - 0,70 0,70 - 0,80 0,80 - 0,90

> 0,90

0,55 0,49 0,42 0,38 0,35 0,33 0,32 0,31

Tratar como roca

C10.8.3.3.1 El método α se basa en tensiones totales. El factor de adherencia es un factor empírico que se

usa para correlacionar los resultados de ensayos de carga a escala real con una propiedad del material o característica de un suelo cohesivo. Generalmente el factor de adherencia se relaciona con Su y se obtiene a partir de los resultados de ensayos de carga a escala real realizados en pilotes hincados y pilotes perforados. El uso de este enfoque asume que el valor de Su medido es correcto y que todo el comportamiento del pilote debido a la construcción y la carga se puede agrupar en un único parámetro. Ninguna de estas hipótesis es correcta en sentido estricto, pero aún así el enfoque se utiliza en vista de su simplicidad.

Al estimar Qs se ignoran los 1500 mm superiores del pilote con el objetivo de tomar en cuenta los efectos de los cambios de humedad estacionales, las perturbaciones que se producen durante la etapa constructiva, las cargas laterales cíclicas y las bajas tensiones laterales del hormigón recién colocado. También se ignora una longitud igual a 1,0 diámetros a partir de la punta del pilote o la parte superior de la base ensanchada, ya que en el suelo próximo a estas regiones del pilote se desarrollan fisuras por tracción, con la consecuente reducción de la tensión y la resistencia laterales.

Las campanas o ensanchamientos construidos en arcilla rígida fisurada con frecuencia sufren un asentamiento suficiente para provocar la formación de una luz sobre la campana que eventualmente se llenará de suelo desmoronado. El desmoronamiento tenderá a aflojar el suelo inmediatamente sobre la campana y disminuirá la resistencia lateral a lo largo de la parte inferior del fuste.

Muchas veces se considera que para los pilotes hincados el valor de α varía en función de Su. Para los pilotes perforados se recomienda utilizar valores de α como se indica en la Tabla 1, determinados en base al análisis de resultados de ensayos de carga a escala real. Esta recomendación supone eliminar los 1500 mm superiores y la longitud igual a 1,0 diámetro de la longitud total del fuste al realizar el análisis de los resultados de los ensayos de carga. Los ensayos de carga se realizaron en suelos cohesivos no sensibles. Por lo tanto, si los pilotes se construyen en arcillas sensibles, los valores de α pueden ser diferentes a los indicados en la Tabla 1. Se pueden utilizar otros valores de α, siempre que se basen en los resultados de ensayos de carga.

Puede ser necesario incrementar la profundidad de 1500 mm si el pilote se instala en arcilla expansiva, si se anticipa socavación a profundidades mayores que 1500 mm, si hay una deformación importante de la superficie


10-104

del terreno provocada por las cargas laterales o si hay otras cargas a largo plazo o factores constructivos que así lo requieran.

Se ha detectado una reducción de la longitud efectiva del fuste que contribuye a la resistencia lateral, y esta reducción ha sido atribuida al alivio de la tensión horizontal en la región de la punta del pilote que se produce como consecuencia del desarrollo de tensiones radiales salientes en el talón durante la movilización de la resistencia de punta. La influencia de este efecto se puede extender entre 1,0 y 2,0 diámetros del fuste por encima de la punta. Debido a la falta de transferencia de carga en la punta del pilote, la efectividad de las bases ensanchadas es limitada si L/D es mayor que 25,0.

Figura 10.8.3.3.1-1 - Explicación de las zonas de los pilotes perforados que no se consideran al calcular la resistencia friccional (Reese y O'Neill, 1988)

10.8.3.3.2 Resistencia de Punta Para los pilotes perforados cargados axialmente en

suelo cohesivo, la resistencia de punta unitaria nominal, en MPa, se puede tomar como:

p c uq N S 4,0= ≤ (10.8.3.3.2-1)

para lo cual:

Nc = ( )6 1 0,2 Z /D 9⎡ ⎤+ ≤⎣ ⎦ (10.8.3.3.2-2) donde: D = diámetro del pilote perforado (mm) Z = penetración del pilote perforado (mm) Su = resistencia al corte no drenada (MPa)

El valor de Su se deberá determinar a partir de los

resultados de ensayos in situ y/o en laboratorio de muestras no alteradas obtenidas dentro de una profundidad de 2,0 diámetros por debajo de la punta del pilote. Si el suelo a 2,0 diámetros por debajo de la punta tiene Su < 0,024 MPa, el valor de Nc se deberá reducir en un tercio.

Para los pilotes perforados en arcillas con Su > 0,096 MPa y con D > 1900 mm y para los cuales los no se evaluarán los asentamientos el valor de qp se deberá reducir a qpr de la siguiente manera:

C10.8.3.3.2 Estas ecuaciones fueron propuestas por Reese y

O'Neill (1988). El valor límite de 4,0 MPa para qp y qpr no es un límite

teórico sino un límite basado en los valores máximos medidos. Se puede utilizar un valor límite mayor siempre que se base en los resultados de un ensayo de carga.

No se recomienda utilizar la Ecuación 1 para estimar la resistencia de punta de los pilotes perforados de diámetro mayor que 1900 mm, ya que las deformaciones requeridas para movilizar plenamente el valor de Qp calculado por lo general serán mayores que las admisibles para estructuras viales. Por lo tanto, para el caso de pilotes de gran diámetro fundados sobre arcilla rígida a dura, el valor límite para la resistencia de punta se debería reducir de acuerdo con lo indicado en la Ecuación 3.

1,0 diámetro inferiorno contribuye

1500 mm superioresno contribuyen

Periferia de la campanano contribuye

1,0 diámetro inferior del fuste no contribuye

Pilote acampanadoPilote recto


10-105

pr p rq q F= (10.8.3.3.2-3)

para lo cual:

rp

760F 1,012,0 a D 760b

= ≤+

(10.8.3.3.2-4)

p

Za 0,0071 0,0021 0,015D

= + ≤ (10.8.3.3.2-5)

ub 1,45 2,0 S= (10.8.3.3.2-6) con 0,5 b 1,5≤ ≤

donde: Dp = diámetro de la punta (mm)

10.8.3.4 ESTIMACIÓN DE LA RESISTENCIA DE LOS

PILOTES PERFORADOS EN SUELOS NO COHESIVOS


La capacidad de carga nominal de los pilotes

perforados en suelos no cohesivos se deberá estimar utilizando métodos aplicables identificados en el presente documento o bien otros métodos aceptados regionalmente que satisfagan el Artículo 10.1. La resistencia mayorada se debería determinar usando cualquier experiencia previa disponible bajo condiciones sean similares.

C10.8.3.4.1 Aunque se han realizado numerosos ensayos de

carga in situ sobre pilotes perforados en arcillas, son muy pocos los ensayos que se han realizado sobre pilotes en arenas. La resistencia al corte de los suelos no cohesivos se puede caracterizar mediante un ángulo de fricción interna, φf, o relacionar empíricamente con el número de golpes del SPT, N. A continuación se presentan métodos para estimar la resistencia friccional y la resistencia de punta. En todos los casos se deberá considerar la experiencia previa y aplicar el criterio profesional.

10.8.3.4.2 Resistencia Friccional

La resistencia nominal de los pilotes perforados en

arena se puede determinar usando cualquiera de los cinco métodos especificados en la Tabla 1. Solamente se podrán utilizar valores más elevados si son verificados mediante ensayos de carga.

La resistencia lateral de los pilotes perforados en arena se puede estimar utilizando:

• El ángulo de fricción, φf, o

• El número de golpes del SPT, N.

En la Tabla 1 se utiliza la siguiente simbología:

N = número de golpes del SPT no corregido (golpes/ 300 mm)

C10.8.3.4.2 Quiros y Reese (1977) y Reese y O'Neill (1988)

limitaron la resistencia lateral unitaria a 0,19 MPa, valor correspondiente al máximo valor medido históricamente. Touma y Reese (1974) limitaron la resistencia lateral unitaria a 0,24 MPa.

Reese y O'Neill (1988) propusieron un método para suelos no cementados que utiliza un enfoque que se diferencia en que considera que la resistencia lateral es independiente del ángulo de fricción interna del suelo o del número de golpes del SPT. De acuerdo con sus hallazgos, el ángulo de fricción tiende a un valor común debido a las elevadas deformaciones por corte que provoca en la arena el alivio de las tensiones durante la excavación.


10-106

σ'v = tensión vertical efectiva (MPa) φf = ángulo de fricción interna de la arena (deg) K = factor de transferencia de carga (adimensional) Db = profundidad embebida del pilote perforado en el

estrato de arena portante (mm) β = coeficiente de transferencia de carga

(adimensional) z = profundidad por debajo del terreno (mm)

El ángulo de fricción interna de las arenas se puede

relacionar con el número de golpes del SPT o la resistencia a la penetración del cono. Si no hay datos específicos del predio disponibles, para el diseño preliminar se podrán utilizar los valores de la Tabla 2.

Para el diseño final se deberían utilizar datos del suelo específicos del predio en cuestión.

Tabla 10.8.3.4.2-1 - Resumen de los procedimientos para estimar la resistencia lateral en arena, qs, MPa

REFERENCIA DESCRIPCIÓN

Touma y Reese (1974) sq = K vσ ′ tan fφ < 0,24 MPa

Para lo cual: K = 0,7 para bD ≤ 7500 mm K = 0,6 para 7500 mm < bD ≤ 12.000 mm K = 0,5 para bD > 12.000 mm

Meyerhof (1976)

sq = 0,00096 N

Quiros y Reese (1977)

sq = 0,0025 N < 0,19 MPa

Reese y Wright (1977)

para N ≤ 53: sq = 0,0028 N

para 53 < N ≤ 100:

sq = 0,00021 (N – 53) + 0,15

Reese y O'Neill (1988) sq = vβ σ ′ ≤ 0,19 MPa para 0,25 ≤ β ≤ 1,2

Para lo cual: β = 1,5 – 7,7× 310 z−


10-107

Tabla 10.8.3.4.2-2 Ángulos de fricción interna de las arenas

CONSISTENCIA fφ N (SPT) cq (MPa)

Muy suelta < 30 0 - 4 < 1,9

Suelta 30 - 35 4 - 10 1,9 - 3,8

Media 35 - 40 10 - 30 3,8 - 11

Densa 40 - 45 30 - 50 11 - 19

Muy densa > 45 > 50 > 19

10.8.3.4.3 Resistencia de Punta La resistencia de punta nominal se puede calcular

utilizando los procedimientos especificados en la Tabla 1, en la cual se aplica la siguiente simbología:

Ncorr = número de golpes del SPT corregido para

considerar la presión debida a la sobrecarga de suelo (golpes/ 300 mm)

= ( )'

10 v0,77log 1,92 /σ N⎡ ⎤⎣ ⎦

N = número de golpes del SPT no corregido (golpes/

300 mm) D = diámetro del pilote perforado (mm) Dp = diámetro de la punta del pilote perforado (mm) Db = profundidad embebida del pilote perforado en el

estrato de arena portante (mm) σ'v = tensión vertical efectiva (MPa)

Para las bases que tienen un diámetro mayor que

1270 mm, qp se debería reducir de la siguiente manera:

pr pp

1270q qD

= (10.8.3.4.3-1)

C10.8.3.4.3 Ensayos de carga realizados indican que se requieren

grandes asentamientos para movilizar la máxima resistencia de punta de los pilotes perforados en arena. Debido a que en la mayoría de las estructuras los grandes asentamientos no son admisibles, los procedimientos para calcular la resistencia de punta unitaria, qp, presentados en la Tabla 1 se basan en un movimiento descendente igual ya sea a 25 mm (Touma y Reese, 1974; Quiros y Reese, 1977) o 5 por ciento del diámetro de la base (Reese y Wright, 1977; Reese y O'Neill, 1988).

La expresión de Meyerhof (1976) para determinar la resistencia de punta se basa en suponer que la resistencia de punta aumenta linealmente en función de la profundidad embebida hasta una profundidad límite igual a 10,0 diámetros del pilote; más allá de esta profundidad la resistencia de punta.

Comparando los métodos de la Tabla 1 se observa que dadas las mismas condiciones con ellos se pueden obtener estimaciones muy variables de la capacidad. Desafortunadamente, la información sobre ensayos de carga in situ disponible en la actualidad no es suficiente para determinar cuál de los métodos es más confiable y de aplicación más generalizada.

Debido a la escasez de datos obtenidos in situ, de momento no es posible determinar con precisión cuáles valores se deben utilizar para los factores de resistencia aplicables a los pilotes perforados en arenas y gravas. En consecuencia, el mejor procedimiento aparentemente consiste en estimar la resistencia usando todos los métodos aplicables y seleccionar la capacidad mayorada aplicando el criterio profesional y cualquier experiencia previa disponible correspondiente a condiciones similares.


10-108

Tabla 10.8.3.4.3-1 - Resumen de los procedimientos para estimar la resistencia de punta, qp, de los pilotes perforados en arena, MPa REFERENCIA DESCRIPCIÓN

Touma y Reese (1974)

Suelta - pq (MPa) = 0,0

Medianamente densa - pq (MPa) = 1,5k

Muy densa - pq ( MPa) = 3,8k

• k = 1 for pD < 500 mm • k = 0,6 pD para pD ≥ 500 mm • Aplicable solamente si pD > 10D

Meyerhof (1976)

corr bp corr

p

0,013 N Dq (MPa) 0,13 N

D= < para arena

corr0,096 N< para limos no plásticos

Reese y Wright (1977)

pq (MPa) = 0,064 N para N ≤ 60

pq (MPa) = 3,8 para N > 60

Reese y O'Neill (1988)

pq (MPa) = 0,057 N para N ≤ 75

pq (MPa) = 4,3 para N > 75

10.8.3.5 RESISTENCIA AXIAL EN ROCA

Al determinar la resistencia axial de los pilotes

perforados empotrados en roca se puede ignorar la resistencia lateral de los depósitos de suelo que yacen sobre la roca.

Si la roca es degradable, se deberá considerar el uso de procedimientos constructivos especiales, empotramientos de mayores dimensiones o empotramientos de menor resistencia.

Los factores de resistencia para los pilotes perforados empotrados en roca se deberán tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.

C10.8.3.5 Típicamente, la carga de compresión axial sobre un

pilote perforado empotrado en roca es tomada exclusivamente por la resistencia axial hasta que el asentamiento total del pilote es del orden de los 10 mm. Al llegar a este desplazamiento se moviliza la resistencia lateral última, QSR, y se produce resbalamiento entre el hormigón y la roca. Como consecuencia de este resbalamiento cualquier carga adicional es transferida a la punta, y se asume que la resistencia lateral se reduce a 0,0. Esta hipótesis es conservadora, ya que una porción de la resistencia lateral totalmente movilizada permanecerá aún después de la falla de la adherencia a lo largo de la interfaz pilote-empotramiento en roca (Reese y O'Neill, 1988). Se pueden utilizar procedimientos alternativos para distribuir la carga sobre el empotramiento en roca entre resistencia lateral y resistencia de punta, por ejemplo el propuesto por Carter y Kulhawy (1988).

Cuando la capacidad de un empotramiento en roca se deriva de la resistencia lateral, los asentamientos dentro del empotramiento serán pequeños. Cuando la capacidad de un empotramiento en roca se deriva de la resistencia de punta, los asentamientos pueden llegar a ser importantes y se deberán verificar como parte integral del diseño.


10-109

El procedimiento de diseño presentado en este Artículo asume que:

• La roca es razonablemente sana,

• La resistencia de la roca medida durante la investigación del predio no se deteriorará durante la construcción aún cuando se utilice agua u otros fluidos de perforación,

• El fluido de perforación utilizado no formará una película lubricada en los laterales de la perforación para el empotramiento, y

• El fondo de la perforación para el empotramiento se ha limpiado adecuadamente. Esto es particularmente importante si la capacidad del pilote perforado se basa en la resistencia de punta. Los pasos del procedimiento de diseño son los

siguientes:

Paso 1 Estimar el asentamiento de la parte del pilote

perforado que está empotrado en roca. Este tiene dos componentes:

(a) el acortamiento elástico del pilote perforado, ρe (mm),

que se puede tomar como:

( )i se

soc c

ΣP Hp

A E= (C10.8.3.5-1)

donde: Hs = profundidad del empotramiento (mm)

iΣP = carga de trabajo en la parte superior del empotramiento (N)

Asoc = área de la sección transversal del empotramiento (mm2)

Ec = módulo de elasticidad del hormigón del socket, considerando la rigidez de cualquier armadura de acero (MPa)

(b) asentamiento de la base del pilote perforado, ρbase

(mm), que se puede tomar como:

( )i pbase

s r

ΣP lρ

D E= (C10.8.3.5-2)

donde:

Ip = coeficiente de influencia obtenido de la Figura C1 (adimensional)


10-110

Ds = diámetro de la base del empotramiento en roca del pilote perforado (mm)

Er = módulo de elasticidad de la roca in situ, tomando en cuenta las fisuras y su separación (MPa)

El módulo de elasticidad de la roca in situ, Er, se

puede tomar como:

r s iE K E= (C10.8.3.5-3)

donde: Ei = módulo de la roca intacta determinado ya sea

mediante ensayos o utilizando la Figura C2 (MPa)

Ke = relación de modificación del módulo, relacionado con el RQD, como se ilustra en la Figura C3 (adimensional)

Paso 2

Calcular ρe + ρbase. Si la sumatoria es menor que 10

mm, calcular la capacidad de carga exclusivamente en base a la resistencia lateral (pasar al Paso 3). Si la sumatoria es mayor que 10 mm, calcular la capacidad de carga exclusivamente en base a la resistencia de la base (pasar al paso 4).

Paso 3

Determinar la resistencia lateral de los pilotes

perforados empotrados en roca de la siguiente manera:

• Si la resistencia a la compresión uniaxial de la roca es ≤ 1,9 MPa la resistencia lateral unitaria (qs) se puede tomar de acuerdo con Carter y Kulhawy (1988):

RQ φ= n sQ φ= SRQ

s uq 0,15 q= (C10.8.3.5-4)

donde qu es la resistencia a la compresión uniaxial de la roca.

• Si la resistencia a la compresión uniaxial de la roca o

del hormigón del pilote perforado es mayor que 1,9 MPa, qs se puede tomar de acuerdo con Horvath y Kenney (1979)

s uq 0,21 q= (C10.8.3.5-5)

donde qs y qu se expresan en MPa.


10-111

Figura C10.8.3.5-1 - Factor de influencia para el

asentamiento elástico en función de la relación de empotramiento y la relación de módulos (de acuerdo con Donald et al., 1980, según la presentación de Reese y O'Neill, 1988)

Figura C10.8.3.5-2 - Clasificación de las roca intactas (de

acuerdo con Deer, 1968, y Peck., 1976, según la presentación de Reese y O'Neill, 1988)

Q

HsEcErDs10

501005000

10 1280 2 4 6 20

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

1,1

Relación de empotramiento H /Ds s

Fact

or d

e in

fluen

cia

par

a el

ase

ntam

ient

o I p

Relaciónde módulos

1000

500

200

100

Resistenciade la roca(Deere)

Muy bajaBaja

MediaElevada

Muy elevadaYeso superior y medio (Hobbs)Grados

de yeso(Ward et.al.)

Yesoinferior(Hobbs)

lll

lll

lVV

GneisCaliza,Dolomita

Basalto y otrasrocas ígneas

Arenisca

Trias (Hobbs)

Keuper

AceroHormigón

MediaRígidaMuy rígida Arcilla

Dura

Deere

5000

1000

500

100

50

10

5

1

0,5

0,1

0.05

0,005

0.01

0,0010,1 0,5 1 5 10 50 100 5001000 5000

Resistencia a la compresión uniaxial (MPa)

Mód

ulo

de Y

oung

- M

Pa x

10

4

Lutita negra

Lutita grisHendron et.al


10-112

Figura C10.8.3.5-3 - Relación de reducción del módulo

en función del RQD (de acuerdo con Bienawski, 1984, según la presentación de Reese y O'Neill, 1988)

Paso 4 La resistencia mayorada de la base del

empotramiento en roca del pilote perforado se puede determinar a partir de la resistencia a la compresión uniaxial utilizando cualquier conjunto de unidades consistente (Canadian Geotechnical Society, 1985) de la siguiente manera:

RQ φ= n pQ φ= pQ (C10.8.3.5-6)

qp, la resistencia unitaria de la base, se puede tomar como se especifica en el Artículo 10.7.3.5.

Alternativamente, la resistencia nominal de la base de los pilotes perforados empotrados en roca se puede determinar usando resultados de ensayos presiométricos (Canadian Geotechnical Society, 1985) de la siguiente manera:

( )p b 1 o vq K p p σ= − + (C10.8.3.5-7)

donde: p1 = presión límite determinada a partir de ensayos

presiométricos promediados en una distancia igual a 2,0 diámetros por encima y por debajo de la base (MPa)

Resultados de la presa DWORKSHAK; Deere et.al, 1967

Resultados según Coon y Merritt, 1970

TUNEL ORANGE FISH - ENSAYOSDE TESADO VERTICAL, Oliver, 1977

ENSAYOS DE DRAKENSBERG

OTROS DATOS, 1978

Rel

ació

n de

redu

cció

n de

l mód

ulo

Ke

RQD (%)0 20 40 60 80 100

0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

??

?

ENSAYOS DE ELANDSBERG

TUNEL ORANGE FISH - ENSAYOS DE TESADO HORIZONTAL


10-113

po = tensión horizontal total en reposo medida al nivel de la base (MPa)

σv = tensión vertical total al nivel de la base (MPa) Kb = coeficiente que depende de la relación entre el

diámetro y la profundidad del empotramiento en roca como se indica en la Tabla 10.5.5-3

φ = factor de resistencia especificado en la Tabla

10.5.5-3.

Tabla C10.8.3.5-1 Valores para Kb

sH / sD 0 1 2 3 5 7

bK 0,8 2,8 3,6 4,2 4,9 5,2

10.8.3.6 ENSAYOS DE CARGA Si se utilizan ensayos de carga, estos ensayos se

deberán realizar usando pilotes perforados construidos del mismo modo y de dimensiones y materiales idénticos a los programados para los pilotes perforados a construir.

La resistencia mayorada para la capacidad de compresión axial, la capacidad contra el levantamiento axial o la capacidad lateral se deberá tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.

C10.8.3.6 Para un proyecto de importancia en el cual se han de

utilizar muchos pilotes perforados, puede resultar efectivo desde el punto de vista de los costos realizar un ensayo de carga a escala real para confirmar la respuesta del pilote ante las cargas.

Los ensayos de carga se deberían realizar siguiendo procedimientos establecidos por escrito y que hayan sido desarrollados a partir de normas aceptadas y modificados, según corresponda, para tomar en cuenta las condiciones particulares en el predio.

Los ensayos de carga sobre pilotes perforados a escala real se realizan para obtener información referente a la capacidad de carga, la respuesta carga-desplazamiento y el comportamiento de los pilotes bajo las cargas de diseño, y además permiten evaluar la validez de las hipótesis de diseño para un predio determinado.

Para ensayar los pilotes perforados se pueden modificar los procedimientos de ensayo de carga estándares para pilotes desarrollados por la ASTM, especificados en el Artículo 10.7.3.6.

Se pueden llevar a cabo ensayos para compresión, levantamiento o carga lateral, o bien para cargas combinadas. Los ensayos de carga a escala real realizados in situ permiten obtener datos que incluyen los efectos de las condiciones particulares del suelo, la roca y el agua freática en el predio; las dimensiones del pilote perforado; y los procedimientos utilizados para construir el pilote.

Los resultados de los ensayos de carga a escala real pueden diferir aún cuando aparentemente las condiciones del predio sean similares. En consecuencia, es necesario ser muy cuidadoso al generalizar y extrapolar los resultados de los ensayos a otras ubicaciones.


10-114

10.8.3.7 RESISTENCIA CONTRA EL LEVANTAMIENTO 10.8.3.7.1 Requisitos Generales

Se deberá considerar la resistencia contra el

levantamiento cuando sobre los pilotes perforados actúen cargas ascendentes. Cuando los pilotes perforados están sujetos a fuerzas de levantamiento, se deberían investigar tanto su resistencia al arrancamiento como su capacidad estructural y la resistencia de su conexión a los elementos que soporta.

10.8.3.7.2 Resistencia contra el Levantamiento de un Pilote Perforado Individual

La resistencia contra el levantamiento de un pilote

perforado individual de lados verticales se puede estimar de manera similar a la utilizada para determinar la resistencia lateral de los pilotes perforados en compresión, tal como se especifica en los Artículos 10.8.3.3 y 10.8.3.4.

Al determinar la resistencia contra el levantamiento de un pilote con base acampanada se puede despreciar la resistencia lateral por encima de la campana, y se puede asumir que la campana se comporta como un anclaje.

El factor de resistencia para la capacidad contra el levantamiento de los pilotes perforados se deberá tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.

La capacidad mayorada contra el levantamiento de un pilote perforado en suelo cohesivo, QR, se puede determinar de la siguiente manera:

RQ φ= nQ φ= sbellQ (10.8.3.7.2-1)

para lo cual:

sbell sbell uQ q A= (10.8.3.7.2-2)

donde: qsbell = Nu Su (MPa) Au = ( )2 2

pπ D D / 4− (mm2) Nu = factor de adherencia para el levantamiento de la

campana (adimensional) Dp = diámetro de la campana (mm) Db = profundidad embebidsa en el estrato de

fundación (mm) D = diámetro del fuste (mm)

C10.8.3.7.2 Los factores de resistencia para el levantamiento son

menores que los correspondientes a compresión axial. Esto se debe en parte a que los pilotes perforados traccionados descargan el suelo, reduciendo la tensión efectiva debida a la sobrecarga de suelo y por tanto la resistencia lateral contra el levantamiento del pilote, tal como se discutió en el Artículo 10.7.3.7.

Figura C10.8.3.7.2-1 - Levantamiento de un pilote perforado con base acampanada

Db

Estrato de fundación

Suelo expansivo

Dp


10-115

Su = resistencia al corte no drenada promediada en una distancia igual a 2,0 diámetros de la campana (2Dp) por encima de la base (MPa)

φ = factor de resistencia especificado en la Tabla

10.5.5-3 Si el suelo ubicado sobre el estrato de fundación es

expansivo, Su se deberá promediar sobre la menor profundidad entre 2,0Dp sobre el fondo de la base o la profundidad de penetración del pilote en el estrato de fundación.

Se puede asumir que el valor de Nu varía linealmente entre 0,0 para Db/Dp = 0,75 y 0,8 para Db/Dp = 0,25; siendo Db la profundidad debajo del estrato de fundación. La parte superior del estrato de fundación se debe tomar en la base de la zona en la cual se producen cambios de humedad estacionales.

La variación supuesta para Nu se basa en el trabajo

de Yazdanbod et al. (1987). Este método no incluye la contribución a la resistencia

contra el levantamiento debida a la succión del suelo y el peso del pilote.

10.8.3.7.3 Resistencia contra el Levantamiento de un Grupo de Pilotes Perforados

Se deberán aplicar los requisitos del Artículo

10.7.3.7.3. Los factores de resistencia para la resistencia contra el levantamiento de los grupos de pilotes perforados se deberán tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3.

10.8.3.8 CARGAS LATERALES El diseño de los pilotes perforados cargados

lateralmente deberá tomar en cuenta los efectos de la interacción entre el pilote y el terreno, incluyendo el número de pilotes en el grupo.

Las cabezas de los pilotes perforados deberán estar fijadas al cabezal.

C10.8.3.8 El diseño de los pilotes perforados cargados

lateralmente en general es determinado por el criterio de movimiento lateral del Artículo 10.8.2 o por la falla estructural del pilote perforado, Artículo 10.8.4.

Ver el Artículo C10.7.3.8.

10.8.3.9 CAPACIDAD DE UN GRUPO DE PILOTES PERFORADOS


Se deberá considerar la posible reducción de la

resistencia debida al efecto de grupo.

C10.8.3.9.1

Cuando se perfora un orificio para un pilote a una

distancia menor que tres diámetros de un pilote existente se reducen las tensiones efectivas tanto contra los lados como contra la base del pilote existente. En consecuencia, las capacidades individuales de los pilotes perforados de un grupo tienden a ser menores o iguales que las correspondientes capacidades de los pilotes aislados.

10.8.3.9.2 Suelo Cohesivo


10.7.3.10.2.

C10.8.3.9.2 La eficiencia de los grupos de pilotes perforados en

suelo cohesivo puede ser menor que la de los pilotes


10-116

El factor de resistencia para la capacidad de un grupo de pilotes que se determina en base a un pilar o bloque de falla equivalente se deberá tomar como se especifica en la Tabla 10.5.5-3 y se deberá aplicar ya sea que el cabezal esté o no en contacto con el terreno.

Los factores de resistencia para la capacidad de un grupo de pilotes que se calcula como la sumatoria de las resistencias de los pilotes perforados individuales son iguales a los que se aplican para la capacidad de pilotes perforados aislados.

individuales debido a las zonas en las cuales se superponen las deformaciones por corte en el suelo que rodea a los pilotes.

10.8.3.9.3 Suelo No Cohesivo Independientemente del contacto del cabezal de los

pilotes con el terreno, la capacidad individual de cada pilote se deberá reducir aplicando un factor η para pilotes aislados, el cual se deberá tomar como:

• η = 0,65 cuando la separación entre los centros de los

pilotes es igual a 2,5 diámetros

• η = 1,0 cuando la separación entre los centros de los pilotes es igual a 6,0 diámetros

• Para separaciones intermedias el valor de η se puede determinar por interpolación lineal.

C10.8.3.9.3 Debido a la superposición de las zonas de corte en el

suelo entre pilotes adyacentes y el aflojamiento del suelo durante la construcción, la capacidad de carga de un grupo de pilotes perforados en arena es menor que la sumatoria de las capacidades de los pilotes individuales. Los factores de reducción recomendados se basan en parte en consideraciones teóricas y en parte en resultados de ensayos de carga.

10.8.3.9.4 Grupos de Pilotes en Suelo Resistente sobre Suelo Compresible más Débil


10.7.3.10.4.

10.8.4 Diseño Estructural 10.8.4.1 REQUISITOS GENERALES

El diseño estructural de los pilotes perforados se

deberá realizar de acuerdo con los requisitos de la Sección 5 correspondientes al diseño de hormigón armado.

10.8.4.2 PANDEO DE LOS PILOTES PERFORADOS Se deberán aplicar los requisitos del Artículo 10.7.4.2


10.8.5 Detalles Específicos para Pilotes Perforados 10.8.5.1 REQUISITOS GENERALES

Todos los pilotes perforados se deberán dimensionar

en incrementos de 150 mm con un diámetro de fuste mínimo de 450 mm. Si el pilote ha de ser inspeccionado manualmente, el diámetro del pilote no debería ser menor que 750 mm. El diámetro de las columnas soportadas por

C10.8.5.1 La mayoría de las herramientas de perforación y

entubados utilizados en los Estados Unidos se consiguen con diámetros en incrementos de 150 mm. Por lo tanto, a menos que algún requisito especial del proyecto obligue a utilizar pilotes de dimensiones no convencionales,


10-117

los pilotes debería ser menor que el diámetro del pilote perforado.

resulta más económico dimensionar los diámetros de los pilotes perforados en incrementos de 150 mm.

Si el pilote y la columna tienen el mismo diámetro, es necesario reconocer que la tolerancia en la colocación de los pilotes es tal que probablemente resulte afectada la ubicación de la columna. El diámetro del pilote y la columna se deberían determinar en base a la tolerancia para la colocación del pilote, las secciones libres para la armadura de la columna y el pilote, y la factibilidad de colocar la armadura de la columna en el pilote. Una junta constructiva horizontal en el pilote a la altura donde termina la armadura de la columna hará que sea más sencillo colocar la armadura de la columna en el pilote. Esta tolerancia en la construcción de pilotes también se puede trasladar al lugar donde la columna se conecta con la superestructura, lo cual podría afectar la alineación de las columnas.

Se recomienda revisar el diseño de los pilotes junto con los profesionales de la industria de la perforación a fin de asegurar la factibilidad de la construcción antes de publicar el proyecto para su licitación.

10.8.5.2 ARMADURA

Si el potencial de carga lateral es despreciable los

pilotes perforados se pueden armar exclusivamente para cargas axiales. Aquellas partes de los pilotes perforados que no tengan apoyo lateral se deberán diseñar como columnas de hormigón armado de acuerdo con el Artículo 5.7.4. El acero de las armaduras se deberá prolongar como mínimo 3000 mm por debajo del plano donde el suelo provee empotramiento.

Un entubado permanente de acero consistente en un tubo liso de más de 3,0 mm de espesor se puede considerar portante. Se debe tomar en cuenta una tolerancia para la corrosión.

C10.8.5.2 Los pilotes construidos usando los procedimientos de

aceptación generalizada habitualmente no están sometidos a tensiones tales que se supere la tensión admisible del hormigón. Sin embargo, las excepciones incluyen:

• Los pilotes empotrados en roca dura,

• Los pilotes solicitados por cargas laterales,

• Los pilotes sujetos a cargas de levantamiento debidas

a suelos expansivos o a la aplicación directa de cargas de levantamiento, y

• Los pilotes con campanas de hormigón simple. Es importante respetar los requisitos sobre separación

de las armaduras y tamaño máximo de los agregados para asegurar que las mezclas de hormigón de alto asentamiento habitualmente utilizadas para los pilotes perforados puedan fluir fácilmente entre las barras de acero durante las operaciones de colocación del hormigón. La separación libre entre las barras de la jaula de armadura debería ser como mínimo cinco veces el tamaño máximo de los agregados del hormigón del pilote.

La jaula de armadura se debería centrar en la perforación utilizando dispositivos de centrado. Todos los dispositivos de centrado para la armadura deberían tener un recubrimiento epoxi o ser no metálicos.


10-118

Se puede considerar que un pilote tiene apoyo lateral:

• Debajo de la zona de licuefacción o cargas sísmicas,

• Cuando está en roca, o

• 1500 mm por debajo de la superficie del terreno o la menor cota de socavación anticipada. Apoyo lateral no significa empotramiento. El

empotramiento ocurrirá algo por debajo de esta ubicación y depende de la rigidez del suelo portante.

La jaula de armadura ensamblada debería ser menor

que el diámetro del orificio perforado para asegurar que el hormigón pueda fluir libremente alrededor de la armadura a medida que se coloca el hormigón. Ver el Artículo 5.4.13 de la publicación AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications.

10.8.5.3 ARMADURA TRANSVERSAL

Se deberá diseñar armadura transversal para resistir

las cargas debidas al flujo del hormigón fresco del interior de la jaula hacia las paredes del orificio excavado. La armadura transversal puede consistir en estribos transversales o armadura helicoidal.

Los requisitos sismorresistentes serán de acuerdo con el Artículo 5.13.4.6.

10.8.5.4 HORMIGÓN Al especificar el hormigón para los pilotes se deberá

considerar el tamaño máximo de los agregados, el asentamiento del hormigón, la colocación en seco o húmedo y la resistencia de diseño necesaria. El hormigón seleccionado debe ser capaz de ser colocado y compactado adecuadamente bajo las condiciones de construcción anticipadas. Se deberán especificar los detalles de armado de los pilotes. El tamaño máximo de los agregados deberá ser menor o igual que un quinto de la separación libre de la armadura del pilote.

10.8.5.5 ARMADURA HACIA LA SUPERESTRUCTURA En la unión del pilote con la superestructura se deberá

proveer armadura suficiente para constituir una conexión adecuada. El embebimiento de la armadura en el cabezal deberá satisfacer los requisitos para pilotes hormigonados in situ de la Sección 5.

10.8.5.6 BASES ENSANCHADAS Las bases ensanchadas se deberán diseñar

asegurando que el hormigón simple no esté solicitado por


10-119

tensiones excesivas. La pendiente de los lados de la base ensanchada respecto de la vertical deberá ser menor o igual que 30º, y el diámetro inferior no deberá menor o igual que tres veces el diámetro del fuste. El espesor del borde inferior de la base ensanchada deberá ser mayor o igual que 150 mm.


10-120

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